Fritz Leonhardt TOMO 11

E TRUCTURAS DE HORMIGON ARMADO

EL A~ENEO J

ESTRUCTU'RAS DE HORMIGON ARMADO

PLAN DE LA OBRA

TOMO I

F. Leonhardt . E. M6nnig: BASES PARA EL DIMENSIONADO DE ESTRUCTURAS DE HORMI· GON ARMADO

TOMO 11

F. Leonhardt - E. M6nnig: CASOS ESPECIALES DEL DIMENSIONADO DE ESTRUCTURAS DE HORMIGON ARMADO

TOMO 111

F. Leonhardt - E. M6nnig: BASES PARA EL ARMADO DE ESTRUCTURAS DE HORMIGON AR­MADO

TOMO IV

F. Leonhardt: VERIFICACION DE LA CAPACIDAD DE USO

TOMO V

F: I..eonhardt: HORMIGON PRETENSADO

TOMO VI-

F. Leonhardt: BASES PARA LA CONSTRUCCION DE PUENTES MONOLlTiCOS

ESTRUCTURAS DE HORMIGON ARMADO

Fritz Leonhardt Eduard Monnig

TOMO //

CASOS ESPECIALES DEL DIMENSIONADO DE ESTRUCTURAS DE HORMIGON ARMADO

+

11111111

Traducción del ingeniero CURT R. LESSER, Diploma de Honor de la U.B.A. (1936),

con la desinteresada colaboración del ingeniero ENRIQUE D. FLIESS ( t 1984),

Profesor Emérito de la U.B.A.

LlBRERIA "El ATENEO" EDITORIAL

SEGUNDA EDICION REVISADA

BUENOS AIRES - LIMA - RIO OE JANEIRO - CARACAS· MEXICO BARCelONA MAORIO· BOGOTA

UEI Ateneo" quiere dejar constancia" del desinteresado asesoramiento y apoyo para la realización de esta obra, prestados en todo momento Dor el inqeniero Enriaue D.

Título de la obra oÍ"iginal: "Vorlesungen über Massivbau" 1973 por Springer - Verlag, Berlín/Heidelberg

Todos los derechos reservados. Este libro no puede reproducirse, total o parcialmente, por ningún método gráfico, electrónico o mecánico, incluyendo los sistemas de fotocopia, registro magnetofónico o de alimentación de datos, sin expreso consentimiento del editor.

Queda hecho el depósito que establece la ley N° 11.723. © 1985. 1986 "El ATENEO" Pedro García SA Ubrerla, Editorial e Inmobiliaria, Florida 340, Buenos Aires; Fundada en 1912 por don Pedro García.

edición completa

Fliess ( t 1984). Drestiq/oso y antiguo colaborador de nuestra Ci;;t:ia.

¡.s. B.N. 950-02-5242-2 I.S.B.N. 950-02-5263-5 I.S.B.N. 950-02-5244-9 I.S.B.N. 3-540-08121-6

tomo 11, 2a edición, revisada y corregida " (tomo 11, 2a edición)

Springer - Verlag, Berlin, edición original

IMPRESO EN LA ARGENTINA

Prólogo

Sin duda es un honor prologar una obra del Dr. Ing. Leonhardt y especialmente ésta que tiene tanta importancia en los más recientes progresos en la Técnica de las Construc­ciones de Hormigón Armado y Pretensado.

En efecto, en los albores de esta técnica las bases racionales con sustento experimen­ta/ fueron establecidas por el famoso ingeniero E. M6rsch en numerosos trabajos yen su cono­cida obra en seis tomos, cuya traducción a nuestro idioma ha tenido amplia difusión (Teoría y práctica del hormigón armado).

La obra de M6rsch data de la década del 30 y desde entonces se ha progresado mucho en la teorla yen las aplicaciones del hormigón armado. Varías nombres pueden asociarse a es­tos progresos, tales como Saliger, Dischinger, Pucher, etcétera, pero, sin duda, la influencia más notable es la de Leonhardt, que ha realizado profundos estudios teóricos, además de nu­merosas experiencias en la Universidad de Stuttgart.

Conviene tener presente que los reglamentos en uso en la época de M6rsch, tales como la O/N 1045 en su edición de 1932, que fue adaptada en nuestro Reglamento Técnico de la Ciudad de Buenos Aires de 1935, constitulan prácticamente un "manual" en el que unas pocas reglas prácticas permitlan proyectar todos los elementos constitutivos de una estructura de hormigón (en aquella época solamente en bases, columnas, vigas y losas). Eran tan simples las reglas que aun un ingeniero sin conocimientos profundos de la Técnica de las Construcciones, ni del Análisis Estructural, podfa realizar un proyecto sin dificultad.

De aquellos reglamentos-manual se ha pasado ahora a lo que podrlamos llamar los reglamentos-tratado. En estos últimos, por ejemplo la Norma D/N 1045 de 1978, además de reglas constructivas y de proyecto, se plantean una serie de problemas cuya resolución queda a cargo de quien realiza el proyecto en cada caso particular.

El proyectista en nue~tros dfas debe ser, para poder actuar con éxito, un profundo cono- . cedor de la Mecánica de las Estructuras.

La influencia de Leonhardt en la Norma O/N 1045 del año 1978 es, sin duda, ímportantlsi­ma y se ha ejercido a través de la Comisión Alemana para el Hormigón Armado y también del Comité Euro-Internacional del Hormigón.

En nuestro pals acaban de ser aprobados, en el ámbito nacional, los Reglamentos C/R­SOC (Centro de Investigación de los Reglamentos Nacionales de Seguridad para las Obras Ci­viles) que en lo concerniente al Cálculo de los Elementos de Hormigón Armado y Pretensado son fundamentalmente una adaptación de la norma alemana citada en último término.

La importancia de la obra de Leonhardt, que a partir de ahora estará al alcance de los estudiosos ingenieros de habla hispana, asl como de quienes tengan un interés profesional en el hormigón armado, resulta de que él mismo no solo ha influido en las nuevas normas, sino que además es un critico de algunos aspectos de ellas, con los que no está de acuerdo. Sus de­sacuerdos en la gran mayorla de lOS casos tíenen-también sustento experimental y los resulta­dos de sus experiencias están cuidadosamente expuestos en este magistral tratado.

Considero que esta obra es indispensable para cualquíer ingeniero que deba tratar en

v

alguna forma los temas del hormigón armado y pretensado, puesto que en ella encontrarán no solo el porqué de muchas disposiciones reglamentarias que ahora, por lo que se dijo, son co­munes a la Norma DIN y a los Reglamentos CIRSOC, sino también la descripción de. su funda­mento experimental y además su critica muy correctamente sustentada.

La versión en nuestro idioma fue realizada por el Ingeniero Curt R. Lesser, egresado en 1936 de la Universidad de Buenos Aires con Diploma de Honor, habiendo tenido durante su ex­tensa carrera profesional un íntimo contacto con las estructuras de hormigón. En esta impor­tante y difícil tarea contó con la desinteresada colaboración y guía del Ingeniero Enrique D. A. Fliess ( t 1984), Profesor Emérito de la Universidad de Buenos Aires, cuya versación en los te~ mas relacionados con el hormigón armado quedó evidenciada a lo largo de una serie de traba­jos de la especialidad bien conocidos en nuestro medio y en el extranjero.

En los tiempos que vivimos, la vida útil de los textos y los tratados es, en general, muy breve. Puedo afirmar que en este caso la regla general no se cumplirá pues los experimentos y la profundidad de la teoría san tales que perdurarán por muchos años. Es por ello que esta obra servirá para la formación de alumnos, futuros ingenieros, que luego la seguirán consultando a lo largo de su vida profesional.

Esto justifica plenamente el esfuerzo realizado por ellng. Fliess, ellng. Lesser y la Edi­torial "El Ateneo".

Arturo Juan Signoli Ingeniero civil.

Profesor en las Universidades de Suenas Aires y Católica Argentina. Miembro titular

de las Academias Nacionales de Ingeniería y de Ciencias Exactas, Físicas y Naturales y Académico

Correspondiente de la Academia Nacional de Ciencias de Córdoba.

Buenos Aires, diciembre de 1984

VI

t,

Indice

1. ARMADURA OBLICUA RESPECTO A LA DIRECCION DE LA SOLlCITACION, 1.1. Introducción, 1 1.2. Chapas con mallas de armadura ortogonal, 2

1.2.1. Los esfuerzos y su equilibrio en un elemento de chapa, 2 1.2.2. Inclinación cp de las fisuras cuando la armadura trabaja en régimen elástico (ae < (Js), 6

1.2.2.1. Solución mediante el minimo trabajo de deformación, 6 1.2.2.2. Solución mediante la compatibilidad de las deformaciones, 8

1.2.3. Inclinación de las fisuras al alcanzarse el limite de escurrimiento (Ee >(Js/Ee), 9 1.3. Chapas con una única dirección de armadura, 9 1.4. Placas con armadura constituida por mallas ortogonales, 10 1.5. Normas para el dimensionado, 11

1.5.1. Generalidades, 11 1.5.2. Dimensionado de estructuras constituidas por chapas, en el caso de armaduras oblicuas

a las direcciones principales, 12 1.5.3. Dimensionado de placas solicitadas a flexión con armadura oblicua con respecto a las

direcciones de los momentos principales, 14

2. VIGAS DE GRAN ALTURA (VIGAS-PARED), MENSULAS, CHAPAS, 17 2.1. Definición, 17 2.2. Procedimiento para determinar las tensiones en el Estado 1, 17 2.3. Esfuerzos característicos y tensiones en vigas de gran altura, 18

2.3.1. Generalidades, 18 2.3.2. Tensiones en vigas de gran altura de un solo tramo, 19

2.3.2.1. Cargas uniformemente distribuidas, 19 2.3.2.2. Cargas concentradas, 21 2.3.2.3. Influencia de los refuerzos en los apoyos, 23

2.3.3. Tensiones en vigas de gran altura de varios tramos, 24 2.3.3.1. Carga uniforme, 24 2.3.3.2. Cargas concentradas, 27 2.3.3.3. Influencia de los refuerzos en los apoyos, 27 2.3.3.4. Sobre la obtención de los esfuerzos caracterlsticos en vigas continuas de gran

altura, 31 2.3.4. Determinación de las tensiones según W. Schleeh, 32

2.4. Vigas de gran altura en Estado 11 desde el punto de vista de su dimensionado, 33 2.4.1. Vigas de gran altura directamente apoyadas, 33 2.4.2. Vigas de gran altura indirectamente apoyadas o cargadas, 37

2.5. Criterios de dimensionado para vigas de gran altura, 41 2.5.1. Determinación del esfuerzo en el cordón traccionado, 41 2.5.2. Limitación de las tensiones principales de compresión, 42 2.5.3. Armadura de suspensión para cargas aplicadas en el borde inferior, 43

VII

2.5.4. Mallas de armadura en la chapa, 44 2.5.5. Concepción de un modelo resistente y dimensionado según Nylander (Suecia), 44

2.6. Tensiones en ménsulas y chapas en voladizo, 45 2.7. Criterios de dimensionado para ménsulas y vigas de gran altura en voladizo, 48

3. INTRODUCCION DE CARGA O FUERZAS CONCENTRADAS, 52 3.1. Descripción de las trayectorias de las tensiones, 52 3.2. Métodos para determinar las tensiones, 54

3.2.1. Solución teórica, 54 3.2.2. Solución mediante elementos finitos, 55 3.2.3. Solución mediante fotoelasticidad, 55 3.2.4. Determinación de tensiones mediante extensómetros aplicados a modelos, .55 3.2.5. Mediciones en piezas de hormigón, 55 3.2.6. Soluciones simples aproximadas. 55

3.3. Ulmensionado del esfuerzo de hendedura en el caso de aplicación de cargas concentradas o TUerzas, en sistemas bidimensionales, 50 3.3.1. La fuerza concentrada centrada, 50

3.3.1.1. Esfuerzo de fractura por tracción para una presión uniforme p, 55 3.3.1.2. Influencia de una p~esión p irregularmente distribuida, 59 3.3.1,.3. Tensiones en zonas de borde (entornos de v~rtices), 61

3.3.2. Fuerza concentrada excéntrica de dirección x, 62 3.3.3. Carga concentrada excéntrica, inclinada con respecto al eje x, 64 3.3.4. Cargas o fuerzas concentradas, múltiples, 64 3.3.5. Acción conjunta de los esfuerzos de pretensado y de las reacciones de vinculo en los

extremos de vigas de hormigón armado, 65 3.3.6. Acción conjunta de la aplicación de fuerzas con la flexión de la viga en los apoyos in-

termedios de víga$ continuas, 68 3.3.7. Carga concentrada aplicada en el interior de la chapa, 72 3.3.8. Esfuerzos aplicados por adherencias a barras de armadura, 73 3.3.9. Transferencia de una fuerza concentrada en una viga-placa, 74

3.4. Valores de cálculo de los esfuerzos de fractura para el caso de introducción de cargas o fuer­zas concentradas en un sistema tridimensional, 75 3.4.1. Carga concentrada centrada, 76

3.4.1.1. Las tensiones y el esfuerzo de fractura, 76 3.4.1.2. Los esfuerzos de tracción en las zonas de borde, 80

3.4.2. La carga concentrada excéntrica, 82 3.5. Limitación de la presión de contacto en la superficie de carga, 82 3.6. Introducción de fuerzas paralelas a la superficie de un elemento de hormigón. 8~

3.6.1. Introducción de fuerzas mediante pernos, 83 3.6.2. Transmisión de esfuerzos mediante compresión previa (pretensado), 88 Apéndice a la sección 3.3.9, 89

4. ARTICULACIONES DE HORMIGON, 91 4.1. Descripción, 91 4.2. Criterios de dimensionamiento según Monnig-Netzel, 93

4.2.1. Para apoyos lineales con rotaciones en torno a un eje, 93 4.2.2. Apoyo puntual para rotaciones de cualquier dirección, 98

5. PUNZONADO DE PLACAS, 99 5.1. Observación preliminar, 99 5.2. Estado actual de los conocimientos, 99 5 .. 3. Modelos del proceso de punzonado sin armadura de corte para columnas interiores con carga

centrada, 99 5.3.1. Generalidades, 99 5.3.2. Carga de punzonado según Kinnunen-Nylander (sin armadura de corte), 103

5.4. Punzonado en el caso de columnas de borde o esquina, 105 5.5. Criteríos de dimensionado de acuerdo con DIN 1045, 106

5.5.1. Caso normal de columnas interiores, 106 5.5.2. Sobre la armadura de corte, 108 5.5.3. Columnas de borde o de esquina, 108 5.5.4. Aberturas en placas y canaletas para instalaciones, 108 5.5.5. Refuerzos en las cabezas de columnas: losas-hongo, collares de acero, 110

VIII

6. DIMENSIONADO PARA CARGAS OSCILANTES O REPETIDAS CON FRECUENCI~ 112 6.1. Criterios básicos, 112 6.2. Criterios de dimensionado, 113 6.3. Determinación de tensiones para carga de servicio, 114 6.4. Verificación para carga oscilante según DIN 1045, 115

7. HORMIGON LIVIANO PARA ESTRUCTURAS PORTANTES, 118 7.1. Observación preliminar. Tipos de hormigón liviano, 118 7.2. Agregados y dosificación del hormigón liviano para estructuras, 119

7.2.1. Agregados porosos, 119 7.2.2. Granulometrla y preparación del hormigón liviano, 121

7.3. Flujo de esfuerzos en el hormigón liviano, 121 7.4. Clases de hormigón liviano~ 122 7.5. Diferencie8s más importantes entre las propiedades de los hormigones IManos y normales, 123

7.5.1. Resistencia a la tracción, 123 7.5.2. Resistencia para cargas distribuidas parciales, 123 7.5.3. Resistencia Dor adherencia, 124 7.5.4. DetormaclOllttS, relaClon o - L, módulO E para cargas de corta 'duración. 125 7.5.5. Expansión, retracción y deformación lenta, 125 7.5.6. Comportamiento térmico del hormigón liviano, 128 7.5.7. Protección de la armadura contra la corrosión, 130

7;6. Conclusiones sobre el dimensionado de hormigón liviano conarmac:lura ((¡hormigón armado livia­no y hormi'gón pretensado liviano), 130

7.7. Sobre la economia de las estructuras de hormigón liviano, 132 7.8. Aplicaciones, 132

Bibliograffa, 133

IX

Prefacio

En el Tomo I de esta obra se trataron las bases para el dimensionado del hormigón ar­mado y una breve información sobre materiales, así como el comportamiento bajo carga y el di­mensionado de estructuras de barras solicitadas a flexión, corte y torsión con y sin esfuerzo axil, así como también el correspondiente a elementos comprimidos verificados contra el pe­ligro de pandeo. En este segundo tomo se presentan casos especiales de dimensionamiento. Estos últimos son frecuentes en la práctica, pero generalmente se resuelven en forma deficien­te por cuanto los métodos de qplicación práctica se han desarrollado recién en los últimos diez años y por ello aparecen en la bibliografía corriente tratados en forma anticuada, o simplemen­te no aparecen. Los nuevos procedimientos de cálculo en general se encuentran dispersos en revistas técnicas y por ello casi no son conocidos por los calculistas.

Nos hemos preocupado en este segundo tomo en mostrar, mediante una selección de lo publicado, de los informes más nuevos de las investigaciones y también de investigaciones propias, el estado actual de nuestros conocimientos al respecto, y presentarlos en una forma adecuada a su utilización práctica.

El último capítulo está dedicado al hormigón liviano, dándose un breve panorama de los distintos tipos de hormigón liviano para, a continuación, tratar a fondo el hormigón liviano para estructuras, por cuanto el mismo, justificadamente, es de aplicación cada vez mayor. Sus pro­piedades muy especiales implican para el dimensionado, apartarse de las reglas correspon­dientes al hormigón normal que se dan aquí para las condiciones vigentes en Alemania.

Para el contenido de este segundo tomo tienen mucha importancia las referencias bibliográficas, para lo cual nos hemos preocupado en indicar únicamente aquellas que son de relevancia en lo que respecta a los últimos avances de los desarrollos o que tienen importancia para una mayor profundización de los temas tratados, también para el ingeniero que se dedica a la parte práctica de su profesión.

Agradecemos a las señoras 1. Paechter y V. Zander así como a los ingenieros adscriptos H. Lenzi y A. Hoch por el cuidado y esmero en la redacción y revisión del texto, así como en la preparación de las numerosas figuras.

Stuttgart, otoño de 1974 F. Leonhardt y E. Monnig

Prefacio a la segunda edición

En la segunda edición se efectuaron algunas correcciones y agregados, manteniéndose sin modificar los temas tratados.

Stuttgart, Mayo 1975 F. Leonhardt y E. Monnig

1 Armadura obl'icua

respecto a la dire.cción de I~ solicitación

1.1. Introducción

En el Tomo I de esta obra, Cap. 5 [1 a], se estableció que la armadura actúa en forma más eficiente, cuando las barras de acero siguen la dirección de las tensiones principales o de los momentos principales. En ese caso, cruzan las fisuras ortogonalmente y pueden absorber directamente el esfuerzo de tracción en el hormigón. Pero en casi todas las estructuras existen zonas en que no es posible materializar, por razones prácticas dicha distribución ideal de la armadura.

Mientras que en los Caps. 8 y 9 del primer tomo se ha desarrollado el cálculo de la armadura en el alma de las vigas, donde para las solicitaciones por corte y torsión, la dirección de las tensiones principales de tracción difiere de la correspondiente a la armadura, daremos aquí normas de cálculo para armaduras dispuestas oblicuamente a la dirección de la solicitación en estructuras laminares (chapas, placas, cáscaras).

En los primeros trabajos referentes a este problema debidos a E. Suenson [2} y sobre todo a H. Leitz [3, 4J se supuso que las fisuras. eran normales a la armadura y sólo se consideraron condiciones de equilibrio. W. Flügge [5] y G. Scholz [6], entre otros, ampliaron el estudio. En estas soluciones, la hipótesis que el esfuerzo de compresión en el hormigón coincidía con la bisectriz del ángulo que forman ambas direcciones de la armadura, conducía a la contradicción de que, luego de la físuración, en determinódos casos deberían actuar esfuerzos de compresión en el hormigón a través de las fisuras.

J. Peter [7] y F. Ebner [8, 9], para chapas y placas, partieron correctamente de que las primeras fisuras, independientemente de la dirección de la armadura, se formaban aproximadamente perpendiculares a la dirección de las tensiones principales de tracción (Fig. 1.1). De las condiciones de compatibilidad, resultan esfuerzos de resbalamiento a lo largo de las tisuras, que se transmiten en el caso de chapas, a naves de las tisuras por enaentado y efecto de cuña por trabazón de los agregados gruesos y la armadura y, en las placas, a través de la zona comprimida por flexión ubicada por encima de las fisuras. Estos esfuerzos de resbalamiento en las fisuras, originan tensiones secundarias de tracción en el hormigón y nuevas fisuras, que con respecto a las primeras tienen una cierta inclinación, y que a menudo resultan ubicadas entre las primeras.

R. Lenschow y M. Sozen [10], así como también posteriormente G. Wastlund Junto con L. Hallbjorn [11J consideraron en sus contribuciones, sólo el estado de rotura, para el cua~ establecen las condiciones de equilibrio y obtienen la dirección de las fisuras de rotura mediante el principio del mínimo trabajo de deformación.

Th. Baumann [12, 13J fue el primero en llegar en 1972 a una solución satisfactoria. Utiliza tanto las condiciones de equilibrio como las de compatibilidad, y también el principio del.

N¡<OIII--

Dirección de las fisuras

Fig. 1.1. Configuración de las fisuras en una chapa armada oblicuamente a la dirección de las tensio­nes principales de fracción y solicitada por un esfuerzo de fracción en una sola dirección, según J. Peter [61

mínimo trabajo de deformación. Para ello distingue el estado al que corresponden tensiones en el acero en régimen elástico 0e < f3s y el estado de rotura con 0e> f3s (cuando se ha sobrepasado el límite de escurrimiento del acero) y obtiene para los dos estados distintas I

inclinaciones de las fisuras. Los desarrollos siguientes siguen el trabajo de Th. Baumann. En el caso general pueden disponerse armaduras en una, dos o tres direcciones para

absorber esfuerzos oblicuos, donde en el caso de dos y tres direcciones de armaduras los ángulos entre las mismas pueden ser cualesquiera. En lo que sigue, trataremos primeramente el caso de dos armaduras ortogonales. Para armaduras según tres direcciones oblicuas entre sí, se recomiendan los trabajos de Th. Baumann [12, 13].

1.2. Chapas con mallas de armadura ortogonal

1.2.1. Los esfuerzos y su equilIbrio en un elemento de chapa

Consideremos un elemento rectangular de una chapa con una armadura constituida por una malla ortogonal estrecha ubicada en su plano medio (Fig. 1.2). Los lados de los elementos se suponen paralelos a las direcciones de las tensiones principales al Y 011 = k· o¡, mientras que la armadura está dispuesta oblicuamente con respecto a los mismos. Para definir el angulo, se consideran dos sistemas de coordenadas ortogonales:

a) con los ejes (1) y (2) coincidentes con las direcciones de las tensiones.principales al Y 011, positivo para tracción, negativo para compresión.

b) con los ejes x e y correspondientes a las direcciones de las armaduras fex Y fey.

En el caso que nos ocupa, al es siempre una tensión de tracción y mayor que 0lf, de modo que se tiene k ~ 1. Llamemos a al ángulo que forma el eje (1) con el eje x, y adoptemos como convención que el sistema de ejes x - y está ubicado en forma tal que siempre resulte a ~ 45°.

Supongamos que la chapa esté atravesada por fisuras paralelas y aproximadamente rectas, de separación am entre sí, y cuya dirección difiere de la dirección y de la armadura, de un ángulo c.p, aún desconocido.

2

Las fuerzas solic.itantes, referidas a la longitud unitaria 1, son

N =crd'l 1 1 y (1. 1)

Se supone que en las fajas de hormigón entre fisuras, actúan tensiones de compresión 0b uniformemente distribuidas, que corresponden a un esfuerzo centrado de compresión Db.

d· 1 (1. 2)

Cuando las fisuras y una de las direcciones de la armadura no son normales a la dirección (1) de las o¡, es decir que (} y cp no son iguales a cero, pueden, bajo ciertas condiciones, aparecer en las fisuras esfuerzos de resbalamiento H. Mientras el ancho de las fisuras sea reducido, estos esfuerzos de resbalamiento pueden transferirse a través del endentado de los bordes de la fisura debido al agregado grueso y adicionalmente por el efecto de cuña sobre las barras que cruzan las fisuras (Fig. 1.3). Los esfuerzos de resbalamiento H significan que los esfuerzos de compresión Db de las fajas vecirtas de hormigón, difieren considerablemente, o también que los esfuerzos Db están ligeramente inclinados respecto de la fisura, y que por ello existe en el hormigón un pequeño esfuerzo transversal de tracción (Fig. 1.4).

También los esfuerzos de endentado y de efecto de cuña originan tensiones de tracción en el hormigón, que no deben tenerse en cuenta en lo que respecta a la capacidad portante. El esfuerzo H de resbalamiento debe disminuir al aumentar el espesor de' las fisuras y originarse roturas localizadas en el hormíQón en las zonas de acuñamiento y puede también desaDarecer, con excepción de esfuerzos residuales de acuñamiento. Por ello, en los desarrollos siguientes, y en beneficio de un cálculo más seguro, supondremos H = O.

Geometría

Direccíón de las fisuras

\ '~(y)

\ t (2) /

en el plano medio

a), fuerzas exteriores

b) esfuerzos internos t Zy = c5ey . fey

~CD r ---r-

Fig. 1.2. Geometría y esfuerzos en el eleme.nto de chapa con malla de armadura ortogonal.

3

H ---tIllo-

/",Zb

\Db L-----.JI======= =t 6

l~~, J Fig. 1.3. Un esfuerzo de resbalamiento en una fisura es absorbido por endentado del borde de la, misma y por el efecto de cuña de las barras de armadura

Fig. 1.4. Elemento de chapa ubicado en una fi· sura, con el esfuerzo inclinado de compresión Db y el correspondiente esfuerzo transversal de tracción debido a un desplazamiento tJ..

Si designamos fex Y fey a las secciones de armadura por unidad de longitud, los correspondientes esfuerzos de tracción por unidad de longitud resultan ser

z (J f (J ~ . d f x ex ex ex x

con [Jx, y ex,y

d (J f (J [J . d

ey ey ey y

Si se conocen las tensiones principales 01 y 011 (o, respectivamente N1 y Nz), así como también fex Y fey, resultan 4 valores incogñitos: 0ex, 0ey, 0b (o Zx. Zy, Db) y el ángulo ep correspondiente a la dirección de las fisuras. Mediante las condiciones de equilibrio es posible determinar sólo tres incógnitas. Como valor indeterminado se adopta ep, el que se determina mediante las ecuaciones de compatibilidad.

Si suponemos, a priori, ccoocioo 3l-ángulo 'fr, es positJte, para el equilibrio en una sección paralela a una fisura, consfruir el polígono de fuerzas segUn Fig. 1.5. D.el mismo se deducen las ecuaciones:

NI b1

- Z b cos Cl. - Z b sen a. = O x x y y

N2

b2

- Z b cos a. + Z b sen a. = O. Y Y x x

Los anchos b1 a by, sobre los que actúan los esfuerzos NI a Zy, pueden también expresarse en función de cp y a (ver Fig. 1.5). Con ello se obtienen de dichas ecuaciones los valores de los esfuerzos Zx y Zy.

Z x

2 2 NI cOs a. (1 + tg a. tg cp) + N

2 sen 0(1 - cot o. tg cp)

2 " 2 Zy = NI sen a. (1 + coto. cot cp) + N

2 cos a. (1 - tg a. cot cp)

(1. 3)

Si finalmente consideramos un corte de longitud 1 normal a las fisuras, como muestra la Fig. 1.6, se obtiene un polígono de fuerzas que también contiene el esfuerzo de compresión Db'

4

bl cos ('i>-OC )

b2 sen ('i> cx:)

bx cos 4'

by sen 'i>

N¡ b¡

Zy by

Fíg. .5. Esfuerzos en equilibrio sobre una longitud 1 de fisura y el correspondiente polígono de fuerzas (el esfuerzo dé resbalamiento H en la fisura se ha supuesto nulo).

t N2 b2 b1 = sen ('i>-OC)

--b2 b2 = cos ('i> 0:.)

b)( = sen 'i>

by = cos \P

N¡ b 1 t---

.....--

<>( b / ~>( Nl bl

L 6) \ 0'Q '\>-~G'00 "

by

" Zy by;

\ , ,\b

Fig. 1.6, Esfuerzos en equilibrio para el ancho 1 de una faja comprimida entre dos fisuras y el correspon­diente polígono de fuerzas (el esfuerzo H de lesbalamiento en la fisura se ha supuesto nulo).

5

Teniendo en cuenta que por la Ec. (1.3), Zx y Zy ya se conocen, es posible expresar Db en la forma siguiente:

Luego de introducir Zx y Zy de Ec. (1.3) y los valores de b1 a by de Fig. 1.6, se obtiene, luego de algunas transformaciones trigonométricas:

(1. 4)

Si se suman las fuerzas interiores correspondientes a las Ec. (1.3) y (1.4), se obtiene una nueva ecuación, que permite un fácil control de cálculo

Z + Z - D x y b (1. 5)

1.2.2. Inclinación cp de las fisuras cuando la armadura trabaja en régimen elástico (oe < (3s)

Para determinar la inclinación cp de las fisuras; aún incógnita, puede emplearse tanto el principio del mínimo trabajo de deformación como la condición de compatibilidad de las defor­maciones en el elemento de chapa. Desarrollaremos a continuación ambos procedimientos.

1.2.2.1. Solución mediante el mínimo trabajo de deformación

El trabajo de deformación elemental de un material elástico, de acuerdo con los princi­pios de la mecánica, despreciando las deformaciones por corte y la deformación transversal de las fajas comprimidas, tiene por expresión

E 2 2 2 A = - (E + E +. E ) 2 x y z

1 2 2 2 (cr + cr + cr ).

x. y z

Con el valor de las fuerzas y secciones de armadura referidas a la unidad de longitud, re-sulta para el volumen ¡.Lx • d . 1 o respectivamente d . 1 .

Z2 A = __ x __

2 E P d e x

Para simplificar haremos f

Px f ex

A - -f- =--' , ey

Con ello resulta

Z2 + y

2 E p d e y +

222 A'2Epd=Z +AZ +v"D

e x x y' b (1. 6)

El miembro derecho de la ecuación contiene en cada término el ángulo incógnito cp. Si en la Ec. (1.6) derivamos respecto de cp e igualamos a cero, obtenemos el trabajo mínimo o bien una expresión adecuada para el cálculo de cp:

o (1. 7)

6

Mediante las Ec. (1.3) y (1.4) es posible expresar cada una de las derivadas en la forma si· guiente '

~ (1 - k) sen o (~~~

(1 - k) oep ep

oep

o(::~ (1 - k) sen a cos a (

1 1 oep 2

cos ep

Luego de introducir estos valores y dividir por el factor común (1 miembro derecho de la Ec. (1.7) se transforma en

1 1 1

sen

) .

k) 2 sen a COS a, el

o (1. 8)

Multiplicando por ~ sen2 ep se obtiene una expresión de la relación entre las ten­siones en el acero Oey Y oexx

o también

(J

~= (J

ex

2 Db 2 tg cp + \J (tg cp - 1)

(J 2 bb 2 ~ = tg q:> [1 + \J -Z (1 - cot cp) ] (J":

ex x

Si, por otra parte, se multiplica la Ec. (1.8) por cos2 ep, se obtiene

Z Z 2 Db 2 x _ A J cot cp + \J - (1 - cot cp) = O

NI NI

(1. 9)

(1. 10)

y luego de algunas transformaciones e introducción .de los valores de Zx, Zy y Db dados por las Ec. (1.3) y (1.4), se llega a la expresión que define el ángulo ep:

4 3 tg cot cp + cot q:> -------

eot cot cp --..,-----,---

\J 4 - (1 - cot q:» A

1

A

(1.11)

Al ángulo que satisface a dicha ecuación. lo denominaremos (,01. Conduce. sin tener en cuenta la resistencia a la tracción del hormigón, para tensiones en el acero 0ex Y Oey < f3s al mí­nimo trabajo de deformación. Sí en las Ec. (1.3) y (1.4) se introduce dicho ángulo epI en lugar de <p, las mismas nos dan los correspondientes esfuerzos en el acero y el hormigón.

7

1.L.2.2. Solución mediante la compaUbílidad de las deformaciones

Sí en una fisura consideramos un tramo de longitud 1, Y representamos las correspon­dientes direcciones de las armaduras, obtenemos el triángulo rectángulo de líneas llenas de Fig. 1.7.

Como consecuencia del esfuerzo de compresión Db se acorta la longitud 1" de la faja de hormigón de Eb = Ob/E; simultáneamente se alargan las armaduras, es decir, los catetos del triángulo de los valores específicos EX = oex/Ee y Ey = oey/Ee.

Teniendo en cuenta que en la fisura no se debe tener en cuenta para el cálculo ningún esfuerzo de resbalamiento, ni tampoco ningún desplazamiento relativo paralelo a la misma, co­mo consecuencia de las deformaciones, se origina el triángulo de líneas de trazos que muestra la Fig. 1.7. La longitud de los lados resultan de las relaciones geométricas.

No se ha tenido en cuenta en este caso la disminución de las deformaciones en la ar­madura debida a su colaboración con el hormigón, así como tampoco la deformación transver­sal debida al acortamiento Eb del hormigón.

Las deformaciones son compatibles entre sí cuando se tiene una nueva altura, igual pa­ra ambos lados del triángulo, lo que puede expresarse mediante la ecuación siguiente:

[(1 + 2

(1 sen sen 2 [(l + cos 2 _ [(1 2 2

cos

Resuelta la ecuación para términos de 2° orden, se llega a

y de algunas transformaciones y despreciando los

2 tg C¡) [1 + 1 - ] .

Si se reemplazan las deformaciones por tensiones, teniendo en cuen"ta que Ey/EX = oeyloex o también ExlEb Zxlv· Db, obtenemos como anteriórmente

(J

~ (J

ex tg 2 cp [ 1 + \J

Dirección de fisuración = Di-~ rección de la faja comprimida • de hormigón Db

--1-(1)

~~~~~~~.

2 (1 - cot cp)] (1. 9)

\

Fig. 1.7. Deformaciones en un elemento de chapa, partiendo de una longitud 1 en la faja comprimida.

8

M b1 cos ( '+>oy - ct.. ) + -N2 b2 b2 :: sen ('+>oy-ó:.)

b){ cos ~oy

Fig. 1.8. Esfuerzos para el caso de armadura en una única dirección (011 o sea N2 compresión) y determi-nación de la correspondiente inclinación ({Joy de la fisura.

Los dos caminos desarrollados en Seco 1.2.2.1 y 1.2.2.2 conducen, como se ha visto, al mismo resultado, es decir que el valor del ángulo 'PI hallado en Ec. (1.11) mediante el mínimo trabajo de deformación, satisface también a las condiciones de compatibilidad.

En general se tiene que 'Pl =1= a, es decir que la fisura no es normal a la dirección de las máximas tensiones principales. En realidad, las primeras fisuras toman dicha configuración, pero al aumentar la carga, las sucesivas fisuras tienden a adoptar la inclinac¡ón 'PI' Ello ha sido también observado en ensayos.

1.2.3. Inclinación de las fisuras al alcanzarse el límite de escurrimiento (Ee > {3sIEe}

Si un grupo de barras de la armadura alcanza el escurrimiento, las deformaciones cam­bian de modo tal que las sucesivas fisuras deben originarse con otra inclinación de fisuración 'P2 =1= 'PI' para que se mantenga la compatibilidad. Según las circunstancias, puede ocurrir que por causa de la deformación plástica del acero ambos grupos de armadura alcancen una ten­sión 0e = (3S·

Para el dimensionado no deben utilizarse los estados para los cuales Ee > f3s/Ee, de mo­do que la nueva inclinación 'P2 de las. fisuras, que según Baumann difiere considerablemente de 'Pl' no interesa en este caso.

1.3. Chapas con una única dirección de armadura

Si la menor tensión principal 011 es de compresión y de suficiente intensidad, puede prescindirse de la 2a OlreCClon de armaaura. La Fig. 1.8 muestra, para uno de estos casos, los esfuerzos que actúan sobre una longitud 1 de una fisura, de dirección C{)oy con respecto al eje (1). El polígono de fuerzas que aparece en la figura conduce a la siguiente condiclon ae equilibrio

k· tg (cp - a) oy tg a.

9

De esta relación angular, por transformación resulta para la inclinación C¡>oy de la fisura:

cot <:p oy

tg a. + k cot a. k - 1

(1. 12)

Con este ángulo, las Ec. (1.3) y (1.4) dan los correspondientes valores de Zx y Db para el caso de una única dirección de la armadura.

1.4. Placas con armadura constituida por mallas ortogonales

En el caso general se tiene un elemento de placa solicitado por los momentos principa­les ml Y m2 = k· m1 referidos a la unidad de longitud.

En lo que sigue, entenderemos por ml al mayor de los dos momentos principales, en va­lor absoluto. Si la tracción por flexión y la compresión por flexión originadas por m2 no ocurren del mismo lado de la placa que los correspondientes a m1, entonces debe considerárselo como negativo (k < O). Un tal momento m2 origina en la zona comprimida (debida a mI) tensiones de tracción y en la zona traccionada (debida a m1) tensiones de compresión. La zona traccionada por flexión queda ubicada donde mI origine tracción, y la comprimida donde produzca compre-sión.

La zona traccionada por flexión puede ser tratada'como una chapa según Seco 1.2 ó 1.3, cuando los esfuerzos longitudinales se caicu1en a partir de los momentos mediante un bra­zo elástico medio y se los suponga actuando sobre la chapa (Fig. 1.9):

z m

m2 N = 2 z

m

Nl = m¡/zm

N2 = m2 / zm

Fig, 1.9. Solicitación de una placa por los momentos mi Y mz; fisuración en la zona traccionada por flexión.

10

En lo que respecta a zm, se puede calcular con valores aproximados, p. ej ..

z R:;j O 9 m '

h + x

Estas hipótesis, por analogía con las Ec. (1.3) y (1.4), nos permiten expresar:

m = x

m y

2 mI cos a. (l + tg a. tg cp) + m

2 a (1- cota. tg cp)

2 2 m

1 sen a (l + cot a. cotcp) + m

2 cos a (1 - tg a. cotcp)

D· b

(1. 13)

En las mismas tienen validez para a y <p, las convenciones establecidas en la Seco 1.2. Si k es negativa (k < O), en la zona comprimida por flexión actúa, además del esfuerzo de compre­sión N20 = m1/zm, también un esfuerzo de tracción N10 = - m2/zm, que exige una armadu­ra de tracción en dicha zona comprimida. En este caso son aplicables las Ec. (1.3) y (1 A), siempre que dicho esfuerzo N2 se introduzca como esfuerzo de tracción (en lugar de NI) y se continúa consecuentemente el cálculo con ko = 1/k.

Las verificaciones de la compatibilidad de las deformaciones pueden asimismo efec­tuarse como se indica en Seco 1.2 y 1.3, en cuyo caso debe tenerse en cuenta la influencia de las diferencias de los brazos elásticos y de los espesores de las zonas comprimidas. Para ello se introduce

f z f h ex x ex x

z f h Y ey Y

y admitiendo como aproximación grosera para la altura de la zona comprimida rv zm/3 y

zm rv 0,9 hx

v = 3,3 =3,3n~1 . x

Cuando se utilizan para las placas las expresiones correspondientes a esfuerzos y án­gulos, deducidos para chapas, se admite simultáneamente la condición establecida de que, tanto en las zonas comprimida y traccionada por flexión, no se admite una transferencia de esfuerzos de resbalamiento a través de las fisuras, es decir que, también en el dimensionado de placas mediante este procedimiento, no se tienen en cuenta tensiones secundarias de trac­ción en el hormigón. Se mantiene con ello el cálculo del lado de la seguridad.

1.5. Normas para el dimensionado

1.5.1. Generalidades

Limitaremos el dimensionado al período elástico de las tensiones en el acero 0e < f3s y para ello utilizaremos las deducciones efectuadas en las Seco 1.2.1 y 1.2.2.

La determinación del ángulo <Pi de la dirección de las fisuras puede también simplificar­se considerablemente cuando las dos capas de armaduras de las direcciones x e y se dispon-

11

gan de forma tal que ambas se aprovechen por igual. En este case) se tiene, para la carga de servicio

(J ex

¡3s (1. 14)

Haciendo 0ex = 0ey I;mla Ec. (1.9) y despreciando la reducida influencia de v . Db/Zx se obtiene la relación simple:

de donde

(J ex

1 2

tg <:PI

o <:P ::: n/4 = 45

1 (1. 15)

Este ángulo C()l = 45° corresponde a la solución más económica porque ambas capas de armadura trabajan a la tensión admisible. Si se proyectara una distribución de armadura pa­ra la que 0ex < 0ey -que no tendría sentido, por cuanto la armadura ubicada más cerca de la máxima tensión de tracción debería poseer innecesariamente una gran sección de acero-' C() resultaría mayor. En el caso inverso (lo que sí puedé tener sentido, como demostraremos más adelante) C() sería: menor que 45°.

Para el hormigón es necesario verificar que las tensiones de compresión debidas a Db no sobrepasen el valor admisible. Según DIN 1045 podría tenerse:

Pero esta expresión no tendría en cuenta que las diagonales ideales comprimidas resul­tan perturbadas por las barras transversales de armadura que la atraviesan y que están sujetas a tensiones transversales de tracción, debidas al efecto de cuña y por adherencia (ver Figs. 1.3 y 1.4). De las investigaciones realizadas sobre la resistencia del hormigón sometido a solicita­ciones dobles de compresión y tracción resulta que en este caso sólo podría contarse con una resistencia efectiva del 80 % de PR' Por ello, para las cargas de servicio se recomienda

. D 0, 8 ~R (Jb adm.::: d

b adm. ~ --=--=-

2,1 (1. 16)

1.5.2. Dimensionado de estructuras constituidas por chapas, en el caso de armaduras oblicuas a las direcciones principales

Si en las Ec. (1.3) y (1.4) se introduce el ángulo C()I = rr/4 dado por la Ec. (1.15) como direc­ción de las fisuras, se obtienen ecuaciones simplificadas para la determinación de los esfuer~ zos internos en el caso de mallas de armaduras ortogonales (utilizando amtJas direcciones) pa­ra cargas de servicio.

Z NI + x

N1

-sen 2 a. (1 - tg a)

N - (1. 17) N

2 +

1 sen 2 a. (1 + a) tg

Db (NI - N2

) sen 2 a

12

Estos esfuerzos permiten calcular las armaduras necesarias en la forma siguiente

f ex ~s71,75

Z f -:::---"y--,--ey ~S / 1,75

resultando la tensión de compresión en el hormigón

En todos los casos se tiene, como control de cálculo

(1. 18)

(1. 16)

(1. 5)

Si k ~ 0,2, en ciertos casos, para pequeños ángulos a, de las ecuaciones de dimensiona­do (1.17) y (1.18) válidas para CfJl = 'n/4, puede resultar fey< 0,2 fex. Según DI N 1045, debe, nor­malmente, ser fey ? 0,2 fex. En tales casos es 0ey < 0ex Y el ángulo CfJ gue satisface la ecuación de compatibilidad (1.9), debe ser menor que 45°.

Con 0ex = Zx/fex y Oey = Zylfey = Zy/O,2 fex, de la Ec.(1.9) se obtiene, despreciando si­multáneamente la parte debida a v DtJZx, como ecuación determinante del ángulo que llamare-mos <Po,2

y de ésta

a ey

a ex

2 tg

,2

z x

5

2 tg ep

0,2

Si introducimos los valores Zy y Zx obtenidos de las condi,ciones de equilibrio según Ec. (1.3), luego de algunas transformaciones se llega a la siguiente relación:

14 3 (1 - k) tg epa,2+ tg epa, 2 (cot Cl + k tg a) - 5 tg epa, 2 ( tg a+ k cot a)~ 5 (1-k) (1. 19)

En la Fig. 1.10 se han representado dichos ángulos CfJo 2, en función del ángulo de incli­nación a, para algunos valores de la relación k = N2/N 1. En la 'misma puede observarse que en general se tiene el ángulo <Pl = 45° (que corresponde a 0ex = 0ey) según Ec. (1.15), y que sólo para a relativamente pequeños y reducidas relaciones k, corresponde útilizar el ángulo epo,2 < 45° (para fey = 0,2 fex) según Ec. (1.19).

Con los ángulos epI y <Po,2 representados en Fig. 1.10, Th. Baumann ha preparada diagra­mas de dimensionamiento muy útiles, que se han reproducido en Fig. 1.11.

Los diaaramas oArmiten la IAr.tlJrri directa dA las secciones relativas de armadura fAX /f 1

y fey/f1 así como tambíén el esfuerzo relativo de compresión en el hormigón Db /N1 . El valor de

referencia f1 corresDonde a la armadura necesaria para absorber Ni para a O

13

o

Fig. 1.10. Angulos ep, a utilizar en mallas ortogonales de armadura.

En consecuencia, las armaduras fex Y fey se obtienen mediante las expresiones

f ey

De acuerdo con ello, la tensión de compresión en el hormigón es

(1. 20a)

(1. 20b)

1.5.3. Dimensionado de placas solicitadas a flexión con armadura oblicua con respecto a las direcciones de los momentos principales

Las ecuaciones de Seco 1.5.2 y los diagramas de Fig. 1.11 establecidos para chapas, pueden aplicarse directamente para dimensionar placas, solicitadas por los momentos princi­pales mI Y m2 = k· ml' Para ello, en lugar de la Ec. (1.20 a) debe emplearse la expresión

f ex

mI f ( ex) . f o respectivamente

zx~S/l, 75 f l ey (1. 21)

La verificación de que la solicitación admisible a la compresión no sea sobrepasada, de­bido a la limitación establecida en Seco 1.5.1 por la Ec. (1.16) para f3R al80 %, es muy dífícil de lograr con los elementos.de cálculo corrientes. Por ello, Th. Baumann ha agregado a su diagra­ma de dimensionado, una tabla con los valores de kh (ver a este respecto el Tomo 1, Seco 7.2.2.4). En la misma aparecen -(Tabla 1.1)- valores límites inferiores de Kh' para 2 valores es­timados de zm/hm. a saber 0,8 y 0,9, para dos calidades de aceros (B St 111 y B St IV, con

14

1,0

---ifIIII- (l

,,O

fe-y/f, Db/N,

',0 5,0

q9

0,8 f.,O

0¡1

3,0

2,0

0,1 ~-f----l--+--+--+---+---+--+-----l

o 5· 10· 15· 20· 2S· 30· 3S8 f.O· 1.58 O ~(l

! Dirección de la capa de armadura (y)

+ + + -00.

NI -- NI Dirección de NI

:5

-- ~ J Dirección de

5· 10· 15· 20· 2S" 30· 35· f.O· 4S· ---tIIooo (l

~ -

k-~ V --r-----

/~ -----~ V

~ --- -----1,0 ...........---

~ V ...---~ =-D.1S - f.-- ~ -~ k:O

b::: ~ ::::::: ~-0.2

~ ~ -O,l; -- t::--: --~ ~ ~ ¡....-- 0.6-1------ ~

0.8 " S" lO" IS" 20· 25" 30· 35· 1.0 I.S·

~(l

Valor auxiliar

N, f ----1 -C; e adm

N1=G'J' d. 1cm

N2=G' I1,d . 1 cm

N, = Tracción y > N2 k siempre < 1

~ la capa de armadura (x)

Fig. 1.11. Diagramas para determinar las armaduras necesarias fex Y fey Y el esfuerzo originado Db para mallas ortogonales de armadura [12] y [13].

15

De adm = 2400 Y rv 2800 kp/cmZ) y para calidades de hormigón Bn 250 a Sn 550 (verificaqión en [12]).

Debe tenerse presente que, pára momentos de ¡gua! dirección, es decir k = mZ/m 1 ~ O (positivo), debe determinarse el valor de kh existo = hm~ En cambio, cuando I'os momentos actuantes son de signo contrario, es decir k = mZ/mI < O (negativo), debe partirse de

Zx / "x = Zy / hy :; zm/om

1 para;\< : m2/m, ~ O I kh :hml ~ 11

C5bU max ~ ~R

Ipara k : m2/ m l<01

kh :hm /Y m , -m2 1)

G'bU max ~ 0,8 ~R

1) hm en cm j mI

h m k

h exist. ;:: ----,---

V

f3S/1,75

[kp/cm2 ]

2400 ~ 0,8

2800

2400 ~ 0,9

2800

2400 ~ 0,8

2800

2400 ~0,9

2800

Y m2 en Mpm/m

kh para

Bn250 Bn350 Bn450 Bn550

5,7 5,0 4,6 4.4

5,9 5,2 4,8 4,5

8,4 7,3 6,7 6,4

8,,1 7,1 6,5 6,2

6,4 5,6 5,2 4,9

6/6 5,8 5,3 5,0

9,4 8,2 7,6 7,5

9,1 7,~ 7,3 6,9

Tabla 1.1. Tabla de los valores mínimos admisibles de Kh para verificar que las. tensiones de compresión en el hormigón se mantienen dentro de los limites admisibles [13].

16

2 Vigas de gran altura (vigas-pared), ménsulas,

chapas

2.1. Definición

Chapas (dísks) son estructuras en forma de placas, cargadas o solicitadas en su plano. Las chapas sustentadas como vigas constituyen las vigas-pared o vigas de gran altura (deep­beams). El límite entre vigas esbeltas y vigas de gran altura se establece según la distribución de las deformaciones EX, que para esbelteces lid ~ 2 para vigas de un solo tramo y lid ~ 3 para tramos intermedios de vigas continuas aún se mantiene aproximadamente lineal, de modo que las tensiones 0x pueden calcularse mediante la teoría común de flexión (Bernoulli-Navier). De acuerdo con DIN 1045, Seco 17.1.2 y 23.3, las esbelteces que muestra la Fig. 2.1 pueden consi­derarse como límite de las vigas de gran altura. Las ménsulas (corbe/s, brackets) son voladizos cortos (cantilevers) con lk/d ~ 1. En grandes estructuras (paredes formadas por chapas de va­rios pisos de altura) pueden también presentarse esbelteces lk/d < 0,5 - en este caso se habla de "vigas-pared en ménsula".

2.2. Procedimiento para determinar las tensiones en el Estado I

La teoría común a la flexión con 0x = M/W, etc., ya no es más aplicable para vigas de gran altura y ménsulas, porque por efecto de la carga, las secciones no se mantienen planas (hi­pótesis de Bernoulli, diagrama de EX lineal) y por ello, aun para un material idealmente elástico la distribución de las tensiones 0x ya no es lineal. Tampoco es posible despreciar en este caso las componentes de tensión 0y y ias de resbalamiento Txy debidas a las cargas exteriores. Por ello es necesario determinar las tensiones en chapas y vigas de gran altura teniendo en cuenta todas las condiciones de equilibrio y de compatibilidad de los esfuerzos internos.

Se dispone de los siguientes procedimientos:

1. La teoría de las chapas (láminas), utilizando la función de Airy, expuesta en [14, 15, 16]. 2. El método de los elementos finitos, preferentemente con mallas triangulares [17, 18J. 3. Estudio en modelos [19]

3.1. Fotoelasticidad, especialmente adecuada para problemas de chapas. 3.2. Modelos de Araldita con rosetas de deformación. 3.3. Modelos de microhormigón.

4. Para vigas de gran altura, W. Schleeh encontró que la distribución de tensiones puede determinarse por superposición de las tensiones en la chapa debidas a la introducción de las cargas con las tensiones de resbalamiento debidas a los esfuerzos característi­cos M y Q calculados por la teo~ía de la flexión [20, 21. 22, 23].

17

1 d

-+

1- <20 d •

Fig. 2.1. Esbelteces límites de las vigas de gran altura.

Todos estos procedimientos, normalmente presuponen materiales homogéneos isótro­pos y elásticos. Utilizando elementos finitos puede también admitirse una relación ° - E. no li­neal y en principio, también tener en cuenta la fisuración.

A los fines prácticos, para el dimensionado de chapas de hormigón armado, es suficien­te un conocimiento aproximado de las tensiones correspondientes al Estado 1, yen especial de la intensidad y dirección de las tensiones principales. Para el dimensionado de la armadura bastan fórmulas aproximadas y reglas para su distribución, obtenidas de numerosos ensayos realizados en chapas de hormigón armado llevados hasta la rotura [24].

2.3. Esfuerzos característicos y tensiones en vigas de gran altura

2.3.1. Generalidades

Los esfuerzos caracterí sticos en vigas de gran altura se calculan en igual forma que pa­ra otras estructuras. Cuando se trate de sistemas indeterminados por vínculo externo debe te­nerse presente que aun para muy pequeñas deformaciones verticales (¡también elásticas!) de los apoyos, las reacciones de vínculo pueden variar considerablemente como consecuencia de la gran rigidez de la viga de gran altura, de modo que al dimensionar, se recomienda incremen­tar los valores calculados de los esfuerzos característicos. También conviene tener en cuenta que los momentos en los tramos resultan mayores y los sobre los apoyos menores, que en el caso de vigas esbeltas de rigidez a la flexión constante.

El punto de aplicación de las cargas y el tipo de apoyo tienen una influencia consiGle­rabie sobre las tensiones, de modo que debe diferenciarse si la carga actúa en la parte superior o cuelga de la inferior, los apoyos son directos o indirectos,etc.,en lo que respecta al dimen­sionado y disposición de la armadura.

La mejor forma de hacerse una composición de lugar en lo que respecta a las tensiones en vigas de gran altura y con ello sobre la distribución de esfuerzos y capacidad portante, es mediante ejemplos. En los mismos se representan tanto las componentes de tensión 0x. 0Y Y T xy , como las trayectorias de las tensiones principales 01 y 011 Y los esfuerzos de tracción resul­tantes.

18

2.3.2. Tensiones en vigas de gran altura de un solo tramo

2.3.2.1. Cargas uniformemente distribuidas

La Fig. 2.2 muestra cómo influye la esbeltez Jld de una viga directamente apoyada sobre la distribución de las tensiones 0x. Las componentes Zx y Dx en la dirección x de las resultan­tes de tracción y compresión, que por razones de simplicidad denominaremos Z y D, se han representado en intensidad y recta de acción; su variación en función de lId está indicada en la Fig. 2.3. Como comparación se han representado en línea fina los valores correspondientes ob­tenidos mediante la teorfa clásica de flexión (Navier). Las diferencias en el brazo elástico inter­no comienzan a ponerse de manifiesto a partir de Jld = 2. Para lId ~ 1, a pesar que el brazo elástico sigue reduciéndose, los valores de Z varfan muy poco, es decir que sólo la parte infe­rior de una altura rv 1 colabora en la resistencia y que la que queda por encima, actúa como una carga uniforme.

En el caso de las vigas-pared con lId = 1, la Fig. 2.4 muestra la influencia de las distin­tas formas de aplicar la carga sobre las tensiones y sus trayectorias. 0x y Txy son las mismas para ambas formas de aplicación de las cargas y únicamente las 0y son distintas y modifican las trayectorias de las 01 y 011 Y con ello, fundamentalmente el comportamiento bajo carga.

La configuración de las fisuras (Fig. 2.5) confirma el recorrido de las tensiones principa­les. Para carga superior sólo existen tensiones de tra9ción enla párte1nferior y de muy poca inclinación. Cuando se trata de carga suspendida en !a'parte inferior, las tensiones de tracción son muy empinadas, y se extienden casi a toda la altura de la viga. La carga debe ser anclada mediante armaduras verticales a los arcos comprimidos de descarga, análogamente a lo que ocurre en todos los casos de cargas suspendidas en la parte inferior de las vigas.

El peso propio de la viga de gran altura conduce a una distribución de tensiones ubicada entre los dos casos que muestra la Fig. 2.4, es decir que en la zona inferior origina tensiones verticales 0y de tracción (positivas). La parte comprendida un poco por debajo de una parábola que pasa por los apoyos y con una flecha y = 1,5 Xu (1,5 veces la distancia del eje neutro al bor­de inferior) debe, en consecuencia ser colgada, lo que exige siempre una ligera armadura verti­cal (Fig. 2.6).

f Id :: 4 p

.f id :: 2

I Ji

Fig. 2.2. Tensiones 0x, intensidad y dirección de las correspondientes resultantes en el centro del tramo de una viga simple con carga uniforme superior, para el Estado 1, para distin­tas relaciones lId y cll = 0,1 (c = ancho del apoyo).

f Id :: 1

Uo::O,1.2 p/b

Go ::O,7Spib ( Navier)

D..--a--+

.f Id < 1

o

19

l/pi

0,8

0,7

0,5

0,4

0,2

0,1

°

~ xul d í z/d

f--... - - t-- ......... -:::::., ---~-. ..... ,

~, --ti'! ~ r-,\- -Xu ,<T

,,"~ ~~

10 4 3 2 1,5

~-- ~Z- -----

"'~d ........

_._.~ ~-_.-

" " ' ...

---"" .

.............. -...... ~ -. ~. ---'-pr-

0,75 0,5 f/d

Fig. 2.3. Magnitudes relativas de! esfuerzo de tracción Zip· 1, del b~azo elástico interno zJd y de la distan-cia xu/d del eje neutro al borde in·ferior en chapas de un solo tramo con sección rectangular Navíer (líneas de trazo fino) y de acuerdo con la teoría laminar (líneas gruesas) en función de la tld.

Carga superior. vx Carga inferior G'x

-0.3P/b

.0+ ~ f22V2222227722222Z2272222Z? 221

Trayectorias de 01 y 011 Sección

---- Tracción

----- Compresión

Fig. 2.4. Diagramas de las componentes de tensión O-x' o-y' T xy Y trayectorias de las tensiones principa­les para una viga de gran altura de un solo tramo y lId:;::: 1 Y cll = 0,1 para cargas superior e inferior respectivamente.

20

Fig. 2.5. El aspecto de la fisuración poco antes de alcanzarse la rotura, confirma la consistencia de la hipó­tesis relativa a las trayectorias de las tensiones principales en lo que respecta al comportamiento bajo carga.

Ifld"l ~-1 I Ud ,.1

d -, J d

~ /'%051 /[1/ .

,=ig. 2.6. El peso propio de la chapa que corresponde a la parte ubicada por debajo del semicírculo o de la parábola, debe colgarse de la parte superior.

En los casos representados en las Figs. 2.2 a 2.4, la carga p se extiende a la luz teórica f. Si se carga la totalídad de la longitud de la viga de gran altura, Z aumenta y la te"nsión de compresión en el borde superior resulta menor, por cuanto las porCiones de carga aplicadas en los extremos originan tracción (Fig. 2.7).

2.3.2.2. Cargas concentradas

Según H. Bay [16], cuando en el borde superior actúa una carga concentrada, en la sec­ción del centro der tramo, para lId = 1, se obtiene una repArtición de tensiones 0x como la que

21

muestra la Fig. 2.8. Debajo de la carga se originan tensiones de fractura, del tipo que se estu­diará en el Cap. 3, originadas por la aplicación de las cargas. Para lid> 1,2 dichas tensiones son sobrepasadas por las tensiones de compresión por flexión ax en una medida cada vez ma­yor al aumentar la esbeltez. Para vigas de muy gran altura, por ejemplo lid '= 0,5, al aplicar la carga concentrada se forma una zona con distribución uniforme de ay constante. A partir de d = 1, el diagrama de tensiones iguala al correspondiente a las vigas de gran altura con carga uniforme en su borde superior.

--E~~Z= 0,15' pL=O,19 pf

L .f

Fig. 2.7. Influencia de las cargas p, aplicadas directamente sobre los apoyos, sobre los esfuerzos caracte­rísticos en el centro del tramo (para lid = 1 Y cll = 0,1).

p

Fig. 2.8. Distribución de las tensiones ax en la sección central y las ay en distintas secciones horizontales, originadas por una carga concentrada en el borde superior en chapas de lId = 1 Y LId = 0,5 (cll = 0,1).

22

a) Direcciones al Y 011 b}oy c) 0x en 1/2

x

Fig. 2.9. Trayectorias de las tensiones principales y componentes de tensión Oy y 0x en una chapa cuadra­da con una carga concentrada aplicada en el interior [25].

Para una carga concentrada aplicada en el centro geométrico de la chapa, se obtiene la distribución de las direcciones de las. tensiones principales que muestra la Fig. 2.9 a (según S. EI-Behairy [25]). Debajo del punto de aplicación de la carga se originan diagonales ideales comprimidas, primero empinadas y que luego se curvan hacia los bordes. Sobre la carga se ori­gina una especie de estructura colgante radial, suspendida de arcos de descarga comprimi­dos. Las tensiones ay correspondientes a la recta de acción de la carga, que actúan sobre la misma (tracción) son casi de la misma intensidad que las que lo hacen por debajo (compresión) (Fig. 2.9 b).

Las 0x correspondientes a la recta de acción de la carga inmediatamente debajo de la misma muestran las tensiones típicas de astillado (Fig. 2.9 c), ver al respecto Cap. 3. En este ca­so nuevamente deberá tenerse en cuenta que dicho diagrama de tensiones sólo es válido cuan­do la rigidez a la deformación y la resistencia de la chapa son las mismas en cualquier direc­ción, tanto en tracción como en compresión, lo que no es el caso para el hormigón. Luego de la primera fisura transversal, detrás de la carga, la repartición del esfuerzo entre una diagonal ide­al comprimida dirigida hacia abajo y la estructura radial colgante, depende totalmente de la ri­gidez de esta última, que generalmente, aún en el caso de una muy buena armadura de suspen­sión, es menor que la correspondiente a una diagonal ideal comprimida. En vigas de hormigón armado, es necesario tener en cuenta dichas relaciones de rigideces, que pueden resultar influidas por el dimensionado.

2.3.2.3. Influencia de los refuerzos en los apoyos

La existencia de refuerzos en los apoyos, pilares de apoyo o aumento del espesor de los bordes, tal como ocurre cuando una viga de gran altura se vincula a columnas o a paredes tras­versales influyen, según sea su rigidez, considerablemente en la distribución de tensiones, considerando que las vigas de gran altura transmiten carga a los apoyos a lo largo de su altu­ra. La Fig. 2.10 muestra la distribución de las tensiones y los esfuerzos de tracción resultantes, para refuerzos de borde de espesor mediano para lid 1 Y cargas superiores e inferiores. El eje neutro para x = 1I2 queda ubicado sensiblemente más arriba, la tracción inferior se reparte sobre una altura mayor y para mantener la equivalencia, las máximas tensiones de tracción re­sultan menores. En las cercanías de los apoyos (x := 0,1 f), las tensiones de corte en la parte in­ferior son menores que cuando no existe refuerzo en los bordes laterales pero, en cambio, se extienden en este caso mucho más arriba, es decir que las tensiones principales se mantienen en el borde inclinadas en una altura mayor, porque los bordes reforzados deben absorber en la parte superior cargas transmitidas por la viga-pared (condicionado esto por la compatibilidad de las deformaciones Ey).

23

La 2.11 muestra la misma situación anterior pero para el caso de refuerzo de los bor-des laterales más robustos y lid 0,67. La zona traccionada de las ax resulta más alta aún, pero la resultante de tracción es sólo un poco menor. Debe tenerse en cuenta la existencia de una tracción transversaf en toda la altura, entre la viga de gran altura y el refuerzo del borde lateral. Cuando se trata de una carga suspendida del borde inferior, los apoyos de borde lateral origi­nan un hacia arriba de los arcos de comprimidos y los ay positivos llegan hasta una altura mayor.

Las se basan en los de H. Linse [26], S. Rosenhaupt [27] y H. Bay [28J.

2.3.3. Tensiones en de gran altura de varios tramos

2.3.3.1. Carga uniforme

Cuando se trata de de gran altura de varios tramos (suponiendo apoyos indefor· se tiene para el tramo, para 1/2, los mismos de tensiones que para la viga de

un tramo. Sobre los apoyos observarse una concentración creciente de la zona compri­mida por flexión al disminuir la flexión, con elevadas tensiones de compresión ax y ay. También las tensiones de corte se concentran en la zona de apoyo, de modo que las tensiones principa-

t

en la sección x 0,1 f D

DC'-~~ ~/!?Z4w.t;f0W27//?2ZZ/j1W~

compresión

tracción

Fig. 2.10. Distribución de las componentes de tensión 0x, Oy Y Txy Y de las trayectorias de fas tensiones prin­en una viga de gran altura de un solo tramo, con apoyos de borde reforzados de ba = 3,3 b, para

1 y cll. 0,1, para cargas superior e inferior, respectivamente (ver Fig.2.4).

24

les alcanzan mayores pendientes en dicho lugar (para carga superior resulta atrae. 30°). La Fig. 2.12 muestra, para un tramo interior de una viga de varios tramos, sucesivamente 0x, Txy, 0y y las resultantes Zx y Dx. juntamente con el brazo elástico interno para di·stintos lid.

Carga superior

Txy

+

Trayectorias de al Y 011

Carga inferior Txy

Secciones

___ Tracción

---- Compresión

-0,1 p/b

+ O -

Fíg. 2.11. Tensiones y trayectorias de las tensiones principales, análogas a las de Fig. 2.10 pero para vigas con i/d = 0,67 Y apoyos de borde con ba = 3,3 by cll 0,1 y 0,2.

25

Secciones en el centro del tramo

r:¡or, {ld.IO 1,1 p/b

DI

d

L~· -~~~Z .... O,09pf

1,3 p/b l.1P/b lpp/b ... 2

I ~A P'l Momento en e tramo '" IY'F 24

Secciones en el borde del apoyo (los valores [ ] valen para el centro del apoyo y los ( ) en el centro del apo­yo según Navier).

r Z = 0,89 p.f [I,OS}

1)5 P lb [1,25 ]

1 -42,5 p/b

Momentos en los apoyos:

en el borde p.-( 2

del apoyo MS=1~S

en el centro .e.i.2 ~ del apoyo ·'4,1 fe 12 1

¡porque p se extiende sólo sobre 1 - e!

HUUBUUUBHHB[t r i I , , i ,. ,

I i lid

t=; , fj}

4,2p/b [8,4] (0,96)

4,1 p/b [9,2] ( 0,43)

Txy para secciones en el borde de apoyo

3,Sp/b

0,212p-P J 0,159 p·f

0.375 p/b [0.55]

Fig. 2.12 a. Componentes de tensión 0x y Txy así como también intensidad y recta de acción de los esfuer­zos internos en el centro del tramo y en el borde apoyo en un tramo interior de una viga de gran altura con­tinua cargada superiormente para distintas esbelteces lid (cll = 0,1).

26

Oy para: carga superior carga inferior

-gp

-02 +0,2 -OS

-2,6 q75d

d 0,5 d

-0,1 O,25d

Gy=O

f -------,,¡-I'-

Fig. 2.12 b. Tens.ione~ ay ~orrespondientes a Fig. 2.12 a en vigas continuas de gran altura para lid = 1,5 con carga superior e inferior.

La Fig. 2.13 permite visualizar las trayectorias de las tensiones principales para Ud para los casos de cargas uniformes superior e inferior. Las mismas se basan principalmente en el trabajo de R. Thon [29].

En los apoyos intermedios de las vigas continuas de gran altura, las máximas tensiones de compresión ocurren sobre los apoyos, alcanzando su máximo valor 011::::; 0y = i . plc . b sobre el eje de los mismos. La longitud c del apoyo y el espesor b de la chapa deben, por ello, elegirse de modo tal que en dicha zona, el hormigón posea una seguridad suficiente a la compresión. La zona de tracción sobre el apoyo se extiende a una parte considerable de la altu­ra de la viga, y la tensión de tracción alcanza su valor máximo por debajo de d/2 cuando se tiene f/d ~ 1,5. Esta circunstancia debe tenerse presente al proceder a la distribución de la ar­madura de flexión.

2.3.3.2. Cargas concentradas

F. Dischinger [15] calculó, para cargas concentradas en el centro del tramo, los diagra­mas de las tensiones 0x en la sección central, representadas en Fig. 2.14 para distintos Ud. Cuando e = e', los mismos,pero con signo contrario, son aplicables a la sección coincidente con el eje del apoyo.

La carga constituida por dos cargas opuestas concentradas ocurre cuando las reac­ciones de apoyo se transmiten a través de la pared (Fig. 2.15). En este caso se oriqinan esfuer­zos trasversales de tracción, que pueden determinarse como esfuerzos de fractura (o hen­dedura) provocados por la introducción de fuerzas, según Cap. 3. F. Dischínger [15] da la distribución de las tensiones de tracción trasversales u"x para cl e = 0,05 Y distintos valores de eld. De los mismos es posible calcular la magnitud y ubicación de la armadura trasversal requerida (Fig. 2.16 Y Tabla 2.16).

2.3.3.3. Influencia de los refuerzos en los apoyos

-r ambién en el caso de vigas-pared de varios tramos, los refuerzos en los apoyos, mediante columnas o pilastras continuas sobre toda la altura, ya dentro de la altura de la viga, alivianan la carga, tanto más cuanto mayor sea la sección trasversal relativa del apoyo. G. Pfeiffer [30] trae a este respecto curvas muy útiles, que permiten conocer (Fig. 2.17) la distri­bución de la parte PL en el apoyo -de la carga total P = pe a lo largo de la altura de la viga para distintas relaciones e Id. De estos valores es posible deducir la reducción de la tensión principal de compresión oblicua en el borde inferior de la chapa, la que, da no existir dichos refuerzos,podría alcanzar fácilmente un valor crítico. En el caso de carga inferior suspendida, la absorción de la carga se extiende a una zona más reducida. La Fig. 2.18 muestra en las trayectorias de las tensiones principales en forma clara la considerable influencia de la sección relativa de los apoyos.

27

1.Od

0.25d

o,.. 11

"O

--- Tracción - ---- Compresión

Fig. 2.13. Trayectorias de las tensiones principales en un tramo intermedio de una viga continua de gran al­tura con lid = l' Y cll = 0,1, para carQas superiores o inferiores, respectivamente [29].

L/ d : 2 Il/d : ,¡sl lid: 1

- 2t 6Pm 1,0 'p -l,2Pm lp Pm : L

e' e -

0,75 I WP ~p 1 I

1m d

~l ~ I

0,5 FA~ .jo -.f'-+.

c:..l.t

~ 10

+ OlO48d Zx- 0,32 P Zx- 0,28 P Z)(-O,28 P

Fig. 2.14. Componentes de tensión 0x, asf como también recta de acción e intensidad de las resultantes de tracción Zx en el centro del tramo de vigas continuas de gran altura para distintas relaciones LId solicita­das por una carga concentrada aplicada en el centro del borde superior. (Para la distribución de tensiones en el eje del apoyo deben ínvertirse los diagramas) [15].

28

*p ~PI

Fig. 2.15. Viga de gran altura solicitada por cargas opuestas concentradas. I 'If

P

lid 1/4

Línea CD 1,0 d -76,00

d q875d .. 0,72

0,75 d .. 0,08

0,625 d .. 0,01

0,5. d • 0,00 1 0x en

1/2

0 - 38,00

• 0,93

.. 0,40

+ 0,14

• 0,08

p

1

(}) -19~09

+ 0,6S

.. 0,'56

.. 0,41.

• 0,40

2

® -9,98

+0,47

.0,56 I

.0,51

+ 0,49

l ...E bd

Fig. 2.16. Distribución de las tensiones transversafes de tracción 0x en vigas de gran altura con cargas con­centradas opuestas para distintas relaciones de lid y ell. = 0,05 [15J.

Carga superior

i 1,o

Apoyo t I r-~~----r----r---4 intermedio

a

0,5+-+---11-++--+--+-----1---1

Jl 11 0

2 ~,.:-.-t-------j -rJ O '------'---+---.L.-1--4-->--..+-tiI'JIIo ° '------'---""t'-~-""'--"'"'--~

0,5 1,0 P¡jP 0,5 t,O PL!P

'f

Carga suspendida inferior

Corte a - a 'lId "O+------,.---r-----,---,

/J-rT"r"T..,....,..., ..... + Vd = 0,5 b

~~:...<..<..I+

0,5 0,5

Fig. 2.17. Carga parcial PL, de la carga total P = P . l., que absorben los apoyos reforzados, en función de la esbeltez lId y de la relación fJ = ba/b entre el espesor del refuerzo y el de la chapa [30] ..

~:: 2 I fI d :: 0,51

Fig. 2.18. Trayectorias de las tensiones principales en vigas continuas de gran altura con lid = 0,5 y Ud = 2 Y distintos (j = ba/b, para cargas uniformemente distribuidas aplicadas en los bordes superior e inferior respectivamente [30];

30

2.3.3.4. Sobre la obtención de los esfuerzos característicos en vigas continuas de gran altura

En lo que se refiere a la distribución de los esfuerzos característicos, un trabajo de H. Bay [16] contiene indicaciones para el caso de vigas de dos tramos, de mucho valor (Fig. 2.19). Para lid ~ 1 Y carga uniforme, los momentos sobre los apoyos resultan ser aproximadamente la mitad que para esbeltas de EJ constante. Por las condiciones de equilibrio, los mo­mentos en los tramos deben, en consecuencia, ser mayores. Para los esfuerzos de corte, la dife­rencia es menor. La causa reside en las deformaciones producidas por ay y Txy en zonas de compresión por flexión más reducidas y más solicitadas sobre los apoyos intermedios, que por esta razón sufre una mayor deformación que la zona correspondiente del tramo. En las vigas de hormigón armado, esta reducción de los momentos en los apoyos y el correspondiente aumen­to de los momentos en los tramos, puede llegar a ser aún mayor, de acuerdo con el dimensiona­do y tipo de la armadura sobre los apoyos. Esta circunstancia debe tenerse presente al dimen­sionar vigas continuas de gran altura, de varios tramos. En especial debe pensarse que los apo­yos extremos de las vigas de gran altura continuas, soportan una carga mayor que los corres­pondientes en las vigas continuas esbeltas (ver Fig. 2.19).

W. Schleeh determinó con mayor exactitud las influencias de Txy Y 0y para el Estado lo Para ello, calcula la viga continua según los procedimientos comunes de la teoría de la flexión para una viga continua sobre apoyos elásticos (ecuación de los cinco momentos basada en las ecuaciones de Clapeyron).

La tangente del ángulo de giro (rotación de la barra) debe, en este caso, incluir la influen­cia de los momentos y esfuerzos de corte. Las constantes elásticas de los puntos de apoyo se obtienen de la compresión elástica de la parte de la chapa comprendida entre el apoyo rígido y el eje de la barra, como consecuencia de las deformaciones verticales en dicho lugar.

Los giros de los extremos de barras C¡i multiplicados por EJ, correspondiente a M = 1 Y Q = 1/1 actuando sobre el apoyo A son

Momentos

0,44 pf (0,375 )

EJ epa

.l:!JJepb

donde S ;t (1 + ¡ .. d

O,060pf 2

(0,125 )

e 6 e 6" 1

2" n

(2 + S)

(1 - s)

e n

d

Vigas de gran altura

Vigas esbeltas ( )

Fig. 2.19. Diagramas de momentos flexores y esfuerzos de corte en vigas esbeltas y de gran altura sobre tres apoyos para lid " 1 [16].

31

EVa Apoyo extremo (va} Tramo interno (Vi 1

fCJ 3,0 I d I d I

J.- j Ev· L\ I ~

me e 2p

p= lle 2,0 p= lle

1,0 1,0

o----r---~--~~~~~~

0,1 q2 (),3 O;~ 0,5 eld 0~--r---~------+-------+-------4-~

ql 0,2 0,4 0,6 0,8 eld

Fig. 2.20. Constantes elásticas Ev para apoyos extremos e intermedios en función del ancho de apoyo cId [22].

Los valores ~ y JC pueden tomarse de la tabla I de [22] para distintos coeficientes de Pois­son lA y esbelteces lid, debiendo tenerse presente que es necesario distinguir entre apoyos extremos y apoyos intermedios.

Las constantes elásticas E V, despreciando el coeficiente de Poisson lA, dependen sólo

o

Ev I O" d . - b Y Y

Pueden calcularse mediante las tablas de valores de ay dadas en [8]. Las integrales fueron calculadas para las relaciones usuales, de modo que los valores E V pueden tomarse de los diagramas de [22] (Fig. 2.20).

Para determinar los esfuerzos caracterfsticos, mediante los cuales deben calcularse las tensiones a~ y a~ de la viga, pueden utilizarse las ecuaciones de los cinco momentos.

En casos especiales y para la determinación de Hneas de influencia, Schleeh da en [22] indicaCiones prácticas adicionales.

2.3.4. Determinación de las tensiones según W. Schleeh

En 1964, W. Schleeh [21] propuso un método, que permite calcular en forma simple las tensiones en vigas de gran altura o en chapas. El procedimiento se basa en el concepto que el estado de tensiones en la chapa (ax, ay. T XY) puede obtenerse por la superposición de las ten­siones en una viga según la hipótesis de Navier y un estado de tensiones adicional (8 ax, ay, 8 Txy).

El estado de tensiones en la viga satisface la totalidad de las condiciones de borde y de equilibrio. Se determina, independientemente de la esbeltez lId mediante las fórmulas usuales de la teorra de flexión en vigas, es decir que se admite una distribución lineal de las tensiones a~, no considerar las tensiones ay y una distribución parabólica de las tensiones de corte T~y'

Las tensiones adicionales, como tensiones propias) se encuentran ae por sI en equilibrio, dependen únicamente de la distribución de las cargas de borde y no están influidas por la esbeltez lId. De acuerdo con el principio de Saint-Venant disminuyen hasta anularse a una distancia del orden de 1,5 d del punto de apl'icación de la carga.

32

OBSERVACIONES SOBRE LOS VALORES DE LAS TABLAS DE SCHLEEH

Schleeh da valores tabulados de dichas tensiones adicionales para 3 estados de carga importantes (ver Pig. 2.21):

a) Carga exterior p aplicada a una chapa, cuya longitud sea por lo menos 1,5 d a ambos la­dos de la carga (Tabla I para cId = 0,1 Y II para cId = 0,2 en [21]).

b) Carga en el extremo de una chapa (esquina), cuya longitud sea por lo menos 1,5 d (Tabla 1I en [21]).

c) Carga uniforme total p, en la zona ext~ema de una chapa con una longitud;?; d (Tabla IV en [21]).

Los valores de las tensiones 11 ax, ay y 11 Txy están dados para los nudos de una cuadrícu­la, separados entre sí de 0,1 d. La Fig. 2.22 muestra un ejemplo de la superposición de ten­siones. Sin embargo, si la chapa se extiende lateralmente a la zona cargada de una longitud menor que 1,5 d (Fig. 2.23), en el borde vertical quedan tensiones residuales, que raquieren correcciones a efectuar mediante el procedimiento indicado en [20] y [21].

2.4. Vigas de g'ran altura en Estado 11 desde el punto de vista de su dimensionado

2.4.1. Vigas de gran altura directamente apoyadas

La fisuración en vigas de gran altura de hormigón armado, las modificaciones de los es­fuerzos internos originadas por la misma y con ello la seguridad, sólo pueden aclararse me­diante ensayos. Sobre estos ensayos, en especial sobre los extens:os ensayos efectuados en Stuttgart, se ha informado eh el cuaderno 178 de la DAfStb [241. Los resultados de mayor impor­tancia son los siguientes:

Generalmente, las primeras fisuras son debidas a la flexión, que parten del borde en la zona de los máximos momentos y cuya dirección coincide con la de las direcciones de las ten­siones principales (Fig. 2.5). Para carga superior y armadura inferior bien anclada y distribuida, prácticamente no se observa ninguna inclinación de las fisuras, es decir que no hay fisuras de corte ni tampoco peligro de rotura por corte, de modo que no se justifican las barras levantadas ni otro tipo de armadura de corte, como era corriente disponer anteriormente.

Las fisuras de corte observadas en algunos ensayos de vigas con columnas de borde. entre éstas y la pared (Fig. 2.L4) se deoen a una armadura transversal inSUficiente y

p

t+- '"-' 1,5d -+J. e :: 0;1 d

2.21. Zonas de donde es posible calcular las tensiones adicionales debidas a la carga p, me-las tablas de sr:r11"",,'n [21].

33

11 4

I ~ ~-----------2--------~~----------- 2

b

, ~IIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIII~ Q .111111 ! 111111111111111111111 .. 1 1'1

I l'

i~1 M

Zona perturbada según de Saint Venant

Tensiones adicionales debidas a la presión de apoyo

Corte a a (x = 0,2 d) Corte b b (x = 0,6 d)

D.r:5x ~ t)(y D.(5)( D.txy

i J+ -( -\+ +

Fig. 2.22. Ejemplo de superposición de tensiones en una vig~ calculadas según Navier con las adicionales según Schleeh. .

defectuosamente anclada. Son fáciles de evitar puesto que los esfuerzos transversales de trac­ción en dicha zona son reducidos y muy poco inclinados.

También para carga inferior primero aparecen las fisuras de flexión, luego siguen las fi­suras arqueadas siguiendo las tensiones principales, en un principiO en la zona Interior y luego se extienden a la zona'superior como consecuencía de la detormación de la armadura de suspensión. Estas fisuras se dirigen hacia los bordes con una inclinación bastante pronun­ciada.

Cuando se trata de vigas de gran altura de varios tramos, primero aparecen fisuras de flexión en los tramos. Las fisuras sobre los apoyos intermedios comienzan casi en la parte infe­rior de la viga y presentan, para cargas concentradas superiores, una inclinación en dirección a las mismas, especialmente cuando existen refuerzos del apoyo en toda la altura de la viga (Fig. 2.25).

34

Tensiones residuales en el borde I - I

a Cargas de corrección

Fig. 2.23. Si una chapa no posee las longitudes mínimas indicadas en Fig. 2.21, en el extremo acortado de la chapa (p. ej. en el borde I - " las tensiones residuales de [21] deben eliminarse mediante el procedi­miento indicado en [20] por W. Schleeh.

Rotura _-&--..v

Fisura de corte

t * * * * tLII1JJ Rot ura para \

1.2/ __ \

Fisura de corte

Fig. 2.24. Configuraciones de fisuración y rotura de los modelos ensayados por SchOtt con armadura transversal insuficiente [54].

~P ~P ~P f f f P ~P // ~

l-r- ~ _. .DWT 2 ~

4 P=l40Mp ~

I 1\ \ \~ _DWT 2 4P=220M¡ \\ ~ j

0: --r-

J \\ ~ lf

."- V \ ."-\1\ , /

c----¡----

\ I ( / ~ 1, / \;:S

~ V ( ~

I f J 1\ " \ ~\ I~~ /,Ü, ,1. ! f~\ IL\ ~ mJ t!!l In mi ~ Itt

Fig. 2.25. Configuración de fisuración (4 P = 140 Mp) Y de rotura (4 P = 220 Mp) de la viga de dos tramos DWT 2 reforzada sobre e!' apoyo interno.

35

TI POS DE ROTURA

El colapso de las vigas de gran altura puede obedecer a las siguientes causas:

1. Al sobrepasarse el límite de escurrimiento de la armadura del cordón traccionado (arma· dura longitudinal) las tensiones medidas son inferiores a las calculadas para el Estado 1, porque ya, al aparecer las primeras fisuras de flexión, el eje neutro se desplaza hacia arri­ba y el brazo elástico z de las fuerzas intenías aumenta. A pesar de ello, genera~mente su­cede que la armadura de tracción rompe antes que el hormigón de la zona comprimida, siempre que no se adopte una ¡J = FJbd mayor que la que resulte al dimensionar para E.e = 5 °/00 Y E.b < 3 Ofce. La armadura puede repartirse hasta una altura de 0,1 d, pero sin embargo, para la carga portante trabajan al máximo todas las capas de la misma (Fig. 2.26).

2. Por ceder el anclaje de la armadura longitudinal de tracción. En este caso debe tenerse presente que el esfuerzo en dicha armadura para cargas muy elevadas, es constante casi hasta los apoyos, es decir que no existe una reducción en correspondencia con el diagra­ma de momentos (Fíq. 2.26). Por ello, el anclaje debe ser suficiente, como para absorber la totalidad de la solicitación del acero en tooa la longitud entre apoyos. Las cortas lon­gitudes de anclaje exigen generalmente una división de la armadura longitudinal en barras de poco diámetro dispuestas en varias capas o placas de anclaje fijas.

3. Por agotamiento de la resistencia del hormigón a la compresión, en las diagonales incli­nadas ideales en las cercanías de los apoyos. Este tipo de rotura puede presentarse tam­bién cuando los apoyos están reforzados por ensanches o mochetas de la altura de la vi­ga. Los ensayos demuestran que I~s tensiones de compresión en el Estado 1I pueden lle­gar a duplicar el valor calculado para el Estado I de las tensiones principales de compre­sión. Por ello, las tensiones 011 calculadas deben ser incrementadas.

4. Por talla ae la armadura necesafla para la introducción de las fuerzas, en especial las armaduras de suspensión (estribos) de cargas. cuando las mismas han sido subdimen­sionadas o no han sido ancladas suficientemente. La tensión medida en los estribos aueda, sin embargo. siempre dentro de los límites de lo calculado.

5. Por redistribución de esfuerzos como consecuencia de asenfamientos diferenciales de los apoyos, en el caso de sustentación hiperestática.

~ 5000 .----+--+--+-+--+-+ .-11---~,_._!- +-+-----, Ci .::t::.

~ 4000 P::170Mp

o ID u CI3

a; c: Q)

CJ) Q) c: o .¡¡;

3000

~ 1000 1-

P::6 O~--__ ~~L_L_~L_~~L_~~ __ ~

serie de mediciones inferiores

--- - serie de mediciones superiores

Fig. 2.26. Tensiones 0e en el acero a lo largo de la armadura longitudinal inferior de tracción de la viga WT 4 (carga uniforme superior, lid = 1) con 1" = 0,268 % [24J.

36

Del comportamiento a la rotura de las vigas de gran altura es posible deducir las si­reglas cualitativas para el dimens;onñrlo:

La armadura del cordón traccionado resulta relativamente débil para pequeñas esbelte­ces, por lo que no tiene sentido dimensionarla aún más débil adoptando el brazo elástico mayor, correspondiente al Estado 11. Con ello sólo se conseguiría aumentar el espesor de las fisuras y empeorar las condiciones para el anclaje. En consecuencia, para el dimen­Sionado son SUficientes fórmulas empíricas, eligiendo. para el brazo elástico Z de lOS es­tuerzos Z y U, aproximadamente el corresponalente al t:.staao 1.

2. La armadura longl~udinal de tracción debe extenderse en toda su longitud sin reduc­ciones, y anclarse para absorber la totalidad del esfuerzo de tracción, dentro de la zona de apoyo o detrás del apoyo.

3. Las tensiones principales de compresión oblicuas deben limitarse cuidadosamente. en especial en las cercanías de los apoyos. Las tensiones de compresión por flexión 0x, no resultan criticas en la prácHca, siempre que se tenga b ~ l/20. Si b es menor que l/20, en general es necesario un cordón comprimido con bO ~ 1I20, con el objeto de asegurar el borde compnmido contra abolladura o deflexión.

4. Las armaduras de suspensión para cargas que actúan en el borde inferior, deben dimen­sionarse para la totalidad de la carga y ancfarse en la parte superior de la viga de gran al­tura .

.. 5. Para vigas de gran altura hiperestáticamente sustentadas, debe tenerse en cuenta la influencia del cedrmíento de los apoyos y posibles esfuerzos de coacción sobre los esfuerzos característicos. Generalmente deben incrementarse los esfuerzos calculados, para cubrir una posible redistribución de los mismos.

Para directivas completas sobre armaduras: ver Tomo 111, Cap. 12.

2.4.2. Vigas de gran altura indirectamente apoyadas o cargadas

En las estructuras en que existen paredes portantes, puede ocasionalmente ocurrir que una pared se apoye en toda su altura (apoyo indirecto) sobre otra, o también que esté cargada en la misma forma.

El comportamiento estructural de estas vigas fue examinado a través de ensayos (ver [24], pág. 113). El modelo adoptado en los ensayos se representa en la Fig. 2.27.

En la viga IWT 1 la armadura era ortogonal (direcciones x e v) con un considerable núme­ro de barras adicionales levantadas a ~. oOU como parte de la armadura de suspensión necesaria para el esfuerzo en el nudo, según Tomo 1. Seco 8.4.2.3.

p

viga principal

Fig. 2.27. Distribución y dimensiones del modelo de ensayo de vigas de gran altura con apoyos y cargas in­directas.

37

Fig. 2.28. Viga de ensayo IWT 1 con barras le­vantadas, luego de la rotura para Pu 127,5

Mp (24].

38

Fig. 2.29. Viga de ensayo IWT 2 con solo barras rectas luego de la rotura para Pu = 120 Mp [24].

En la viga IWT 2 la totalidad de la armadura era horizontal y vertical, y la armadura de suspensión estaba constituida por estribos.

Las configuraciones de fisuración (Figs. 2.28 y 2.29) muestran pocas diferencias. En la IWT 1 la rotura se produjo en el lugar de doblado de una barra de 0 8 mm pese a que el diámetro del mandril de dobladura era de dS = 15 0, por hendedura del hormigón para Pu 127,5 Mp. Ello es fácil de evitar disponiendo estribos inclinados. En la IWT 2 el colapso de la chapa de la viga principal se produjo abajo, en el apoyo indirecto sobre la viga transversal para Pu = 120 Mp por compresión, porque los esfuerzos en las diagonales ideales comprimidas de la analogía del reticulado, con estribos verticales, resultan mayores que en el caso de barras inclinadas de suspensión.

La importancia de los resultados de dichos ensayos puede deducirse de la configura­ción de las fisuras en las chapas transversales de apoyo, que es totalmente igual a las de las vi­gas de gran altura con carga inferior suspendida. Las fisuras tienen forma de arco, siendo hori­zontales en el centro. Ello significa que la viga principal transmite su carga preferentemente por medio de las diagonales ideales comprimidas inferiores a la chapa transversal y de ahí que también en las vigas de gran altura es necesario disponer una armadura de suspensión para absorber la totalidad de la carga.

Este resultado indica que los sistemas constituidos por diagonales ideales comprimi­das son mucho más rígidos que las vigas armadas y por ello deben preferentemente absorber los esfuerzos. Para visualizar la gran influencia de las rigIdeces, compararemos las rigideces de las estructuras que funcionan como arco atirantado y como viga armada, que muestra la Fig. 2.30, para esbelteces al corte a/h variables.

Sistema I arco atirantado

1 rr---:::;m~==¡::----n

h

L~:::::;:::::====::::::±:~ Sistemas substitutos

z

L~'~-~ 3

~ KII

4

3

2

o

-.1'------ f ------,~

F j para n=7¡ 1J.'=r=3 %

• b , \

¡ \ ~

=-O 2 3 4 a/z

Sistema 11 = viga armada

Fig. 2.30. Comparación de la rigidez KI de un arco atirantado (1) y la correspondiente KII de una viga armada (11).

39

En este caso se ha supuesto que las secciones de las diagonales ideales comprimidas F'b) y respectivamente de las traccionadas (Fe), en ambos sistemas son iguales. Introducimos

[./ = Fe/F'b' Reproducimos a continuación el cálculo en forma simplificada:

Longitudes:

e 2 zcotga.

z

sen a.

a = .!:. . e 2

a z

cotg a.

Esfuerzos:

40

sen a. SI = _1 __

2 sen a.

p

p 1 "2 cotg::J. - "2 cotgo..

Flecha debida a P (en el sistema 11 se ha despreciado la deformación del puntal)

Para el sistema 1:

1 2·----

4 sen2 a. . _z_ . __ .,....... + ~ cotg2 a. . 2 z cotg a. . E 1 F sen'a. e e

cotg3 a ---+---

1 cos3 a ---+

f I

sen3 a n· ~ sen3 a n ~ sen3 a

epI

I

n!-l + cos3 o. I

n ~ sen3 o.

Análogamente, para el sistema 11:

__ 1 ___ + cotg3 a I

n ~ sen3 ex.

1 + n ~' cos3 a 3

n ~ sen a.

1 cos3 a ----- +

I

n!-l sen3 a sen3, ex.

Relación de rigideces = relación entre flechas .

I

n ~ + cas3 a

Para n = 7, Jl' = 3 %, n,./ = 0,21 (J./ = 3 % corresponde aproximadamente a Jl = Fe/b h ::::: 1 %) se obtiene la curva de Fig. 2.30, que coincide bastante bien con los resulta­dos experimentales.

En el caso de apoyos indirectos debe considerarse a/d ::::: 0,5, con lo que K,/KII ::::: 4, es de­cir que aún con una fuerte armadura inclinada puede sólo "levantarse" % A de la reacción de apoyo, de modo que la armadura de anclaje debería siempre calcularse para % A.

2.5. Criterios de dimensionado para vigas de gran altura

Los criterios simples de dimensionado que se dan a continuación, conducen junta­mente con las recomendaciones para el armado del Tomo 111, a una capacidad portante su­ficiente, sin que sea necesario proceder a una verificación de tensiones. En especial, para las vigas de gran altura no se requiere una "verificación al corte" como en el caso de vigas comu­nes esbeltas, es decir no es necesario determinar T, porque los esfuerzos de corte a absorber, resultan determinados por las tensiones principales de compresión verticales en las cercanías de los apoyos, para los que sólo es necesario considerar valores límites aproximados. El di­mensionado puede efectuarse tanto para la carga de servicio como para la carga portante re­querida. Trataremos aquí el caso de la carga portante, donde para determinar la sección de ar­madura Fe, el acero debería suponerse trabajando a su límite de escurrimiento, pero nunca a más de 4200 kp/cm2•

2.5.1. Determinación del esfuerzo en el cordón traccionado

Vigas de gran altura de un solo tramo

Fig. 2.31. Notación para la aplicación de fas ecuaciones aproximadas en una viga de un tramo.

z ... ...

1 d

Zu = Mu máx.lz donde MU máx. se calcula mediante la teoría de flexión de vigas para v veces la carga.

Para el brazo elástico, y con el objeto de mantener una semejanza con los esfuerzos ca­racterísticos de las vigas esbeltas, que difieren, se puede admitir

para 2 > el d > 1 : z

el d::§ 1. z

Vigas de gran altura de dos tramos continuos

0 , 15 d (3 + el d)

0,6 e

d

Fig. 2.32. Notación para aplicar fas ecuacíones aproximadas al caso de vigas de dos o más tramos.

(2. 1)

41

M F . U máx

sU U

mín U

donde MF, U máx. y Ms, U mín. se calculan por la teoría común de vigas para v veces la carga. Para los brazos elásticos zF Y Zs se tiene, análogamente:

para 2, 5 > el d > 1 : z = F

0 , 10 d (2 , 5 + 2 el d) (2. 2)

eld:f 1 : 0,45 e

Vigas de gran altura de varios tramos continuos

Para el tramo extremo y el primer apoyo interno, son aplicables las aproximaclones da­das para las vigas de dos tramos.

Para los tramos interiores, se tiene con

M F • U máx nlÍn

U U

de acuerdo con la teoría de vigas para v veces la carga, los siguientes Malares de los brazos elásticos:

para 3 > e/ d > 1 O. 15 d (2 + e/ d) (2.3)

e/d § 1 0,45 e

La Fig. 2.33 da indicaciones para una correcta distribución de la armadura sobre los apoyos intermedios correspondiente a Zs. en función de la esbeltez.

Influencia de los refuerzos en los apoyos y del apoyo indirecto, sobre el esfuerzo en el cordón traccionado I

Cuando se trata de vigas de gran altura que terminan fin mochetas, refuerzos de apoyo o paredes transversales, la intensidad del esfuerzo en el cordón en un tramo disminuye hasta un 30 % según sea la rigidez del perfil de apoyo, pero con ello aumenta la altura de la zona trac­cionada en el tramo hasta un 70 %. Se recomienda dimensionar la correspondiente armadura en la misma forma que para apoyo directo, pero repartiéndola sobre una altura mayor. Estas ar­maduras, en el caso de apoyos de borde, deben anclarse cuidadosamente.

2.5.2. Limitación de las tensiones principales de compresión

La tensión principal de compresión 011 determinada teóricamente, puede ser sobrepasa­da considerablemente en la cercanía de los apoyos, como consecuencia de la diferenci·a de di­recciones entre la armadura y la tensión principal al Y por la redistribución de los esfuerzos in­ternos debida a aparición de fisuras. La verificación de 011 puede evitarse cuando para apoyo di­recto, la presión de contacto en el apoyo, supuesta uniformemente distribuida, para 2,1 veces la carga de servicio, no sobrepasa los siguientes valores

en un apoyo extremo 0,8 Pu (2. 4)

en los apoyos internos Pu ~ 1,2 i3R (compresión biaxial)

42

I Ud = 2

19 Fe

ti ' d

I O~ d

I--~)(

/

~ l ~ c=-{

10

I f/d=1,5

/"

0,85d

Distribución de la armadura

J-+ e = J.... .f

10

Fig. 2.33. Orientación para la repartición de la armadura de tracción sobre los apoyos de vigas de varios tramos. Para valores intermedios de la esbeltez puede ínterpolarse groseramente.

En esto se supone que la zona de apoyo, próxima al mismo, está cercada con estribos cerrados y que no resulta perturbada por el efecto de hendedura originado por ganchos verticales o barras gruesas.

La presión de contacto Pu se obtiene de v veces la compresión en el apoyo que en gene­ral se determina de la misma forma que para una viga esbelta:

Pu exist. 2,1 A c-b

(2. 5)

donde c = longitud de apoyo y b = espesor de la chapa. La extensión c del apoyo que debe ser considerada no debe ser,sin embargo,mayor que 1/5 de la menor separación entre apoyos veci­nos. Si entre el apoyo y la chapa existe una losa de entrepiso, puede admitirse en ésta, para aumentar c, una distribución a 45° de la fuerza, en el plano de la chapa (es decir que no es apli­cable al espesor b).

Si existen refuerzos de apoyos (engrosamientos) o también en el caso de apoyo indirec­to, el valor de Pu calculado con la Ec. (2.5) ya no constituye una medida de la magnitud de la tensión principal de compresión 011 que actúa en la chapa. Para establecer una solución aproxi­mada, en estos casos se adopta el valor del esfuerzo de corte Qu deducido de la teoría común de las vigas, la que en la unión de la chapa no debe sobrepasar el valor

(2.6)

Para esbelteces lid < 1, en la Ec. (2.6) debe tomarse como valor de d, la longitud l.

2.5.3. Armadura de suspensión para cargas aplicadas en el borde inferior

Cuando las vigas de gran altura están solicitadas por cargas uniformes p o cargas con­centradas P aplicadas en el borde inferior O en su superficie por debajo de la línea de vértice 0,5 d < 0,5 L, que muestra la Fig. 2.6, en ese caso deben disponerse armaduras de suspensión ca~ paces de soportar una carga v L P. (En la misma se incluye el peso propio de la parte de chapa comprendida dentro de la curva límite.) Ver Fig. 2.34.

43

Si las cargas son pequeñas o están distribuidas uniformemente sobre la longitud 1. (Fig. 2.34 a), se adopta una armadura constituida por estribos verticales de sección.

¿:F e

¿:p

\) (2.7)

Para grandes cargas concentradas (por ejemplo: carga de una pared apoyada indirecta­mente), resultan adecuados estribos o barras inclinadas de a = 50° a 60° (Fig. 2.34 b). En este caso se tiene

F e,der. izq.

p (2.8)

2.5.4. Mallas de armadura en la chapa

En las vigas de gran altura debe disponerse, fuera de las zonas con armaduras calcula­das de acuerdo con lo establecido anteriormente, una armadura constituida por dos mallas ubicadas cada una cerca de cada cara, de una cuantía no menor de 0,15 % de la sección de hormigón en cada dirección. Dicha armadura tiene por objeto absorber las tensiones de trac­ción, principalmente inclinadas (aunque reducidas), no absorbidas totalmente por las armadu­ras del cordón, y mantener reducido el espesor de eventuales fisuras.

2.5.5. Concepción de un modelo resistente y dimensionado según Nylander (Suecia)

Partiendo de observaciones efectuadas en ensayos, H. y J. O. Nylander (Estocolmo) describen en [31] en forma muy clara el comportamiento de las vigas de gran altura de varios tramos en el Estado 11, y para vigas continuas con lid ~ 1 proponen el siguiente procedimiento de cálculo:

Las cargas se reparten en tres zonas, de acuerdo con los sistemas de Fig. 2.35 (hipóte-sis simplificada).

Zona 1.

Zona 2. Zona 3.

Las cargas se dirigen directamente a los apoyos; en la zona de aplicación de la reacción de apoyo es necesaria una armadura contra el astillamiento por I rac­ción. Estructura en ménsula (doble voladizo) con tensor en el borde superior. Arco con tensor en la parte inferior (armadura del tramo).

Cuando se trata de carga inferior suspendida, en las zonas 2 y 3 es necesario disponer estribos de suspensión que lleguen a la parte superior de la viga.

La repartición de los esfuerzos de tracción en el Estado 11 puede resultar inf1uida consi­derablemente según sea la magnitud y posición de la armadura adoptada. La extensión de las zonas 1 y 2 depende en consecuencia de la armadura elegida para el tramo (para Z3)' En la Fig.

a) b)

Fig. 2.34. Cargas que deben anclarse en la parte superior de la chapa, mediante armaduras de suspensión.

44

rrm

Fig. 2.35. Modelo imaginado para la transmisión de cargas -en vigas de gran altura continuas O. Nylander [31]; ejemplos para carga uniforme superior con lid. 1,5 Y ell a, t.. Valores IIT\t~rlr'f"\C:

y Zz en función del Z] 0,127 q 1 adoptado y (entre paréntesis) para Z:. 0,063 q l.

2.35 se reproducen a título de ejemplo dos reparticiones posibles para carga con Ud 1,5 Y cll = 0,1.

También hace notar Nylander que para de gran altura no es necesario prever una armadura de corte, como lo es en el caso común de vigas esbeltas.

2.6. Tensiones en ménsulas y chapas en voladizo

Las ménsulas han sido analizadas teórica y experimentalmente en Karlsruhe por G. Franz y H. Niedenhoff [32J y posteriormente por A. Mehmel y W. Freítag [33]. De ello se deduce:

En ménsulas de hormigón armado conviene que la altura d de las mismas sea mayor que su longitud 1, por lo que se analizaron especialmente ménsulas con l:d = 0,6 a 0,5.

La Fig. 2.36 muestra las trayectorias de las tensiones principales en una ménsula em­potrada en una columna robusta sin carga, y una carga concentrada en la ménsula a la distan­cia a 0,5 d. Cuando la forma de la ménsula es rectangular, el vértice inferior extremo casi no soporta tensiones, por cuanto en la ménsula la carga es soportada por el cordón superior trac­cionado y una diagonal ideal comprimida.

Las tensiones de tracción 0x son prácticamente constantes en la parte superior, sobre toda la longitud a, es decir que el esfuerzo en el cordón traccionado se mantiene constante entre el punto de aplicación de la carga y el empotramiento. La diagonal ideal comprimida se estrecha en el vértice inferior, las 011 resultan fuertemente inclinadas, de modo que en dicho lu­gar las 0x no constituyen una medida de la solicitación y sólo son determinantes las tensiones de comprensión <TI!; las mismas, para el Estado I son mayores que las tensIones de tracción de la parte superior <TI (Tx . Las tensiones principales de tracción y compresión pueden resumirse en los esfuerzos D y Z (Fíg. 2.37).

En la columna sin carga aparece sobre el lugar de empotramiento de la ménsula, una tracción vertical, por cuanto la columna debe acompañar los acortamientos de la diagonal ide-al comprimida. Estas tensiones de tracción. en los casos resultan superadas por las tensiones de compresIón originadas en la columna por las cargas que actúan en ésta, por arriba de la ménsula.

La Fig. 2.38 muestra una forma de ménsula adaptada al flujo de tensiones. Sin embar­go, por razones estéticas o simplificación constructiva, generalmente se adoptan ménsulas rectangulares.

45

Existen chapas en voladizo con distintas formas y tipos de sustentación (Fig. 2.39), los que influyen naturalmente sobre la distribución de los esfuerzos internos.

La Fig. 2.40 muestra las trayectorias de las tensiones principales de una viga de gran al­tura rfgidamente empotrada en el suelo, con una parte en voladizo, y la repartición de las ten­siones 0x. semejante a la que corresponde a la sección sobre un apoyo intermedio de una viga de gran altura co"ntinua. Si sólo se carga la ménsula aparece entonces una segunda zona de tracción en la parte superior.

La zona traccionada se extiende en una altura de aproximadamente 1,4 a a partir de 0,6 a desde el borde inferior, es decir, que solamente una altura di = 2 a colabora en la absorción

al

Tensión de compresión paralela al borde inferior

b)

Trayectorias de tracción

Trayectorias de compresión

d

sin tensiones

Fig. 2.36. Dirección e intensidad de las tensiones principales en ménsulas, en el caso de a/d 0,5 [321.

z

46

-1 h d

r-------'--Ll Fig. 2.37. Las tensiones principales de tracción y de compresión pueden, en las ménsulas, componerse en fuerzas Z y D (válido para 1 > a/d > 0,5).

Fig. 2.38. Forma adecuada al flújo de tensiones de una ménsula con una carga concentrada P. El vértice infe­rior delantero de una ménsula rectan­gular, prácticamente está libre de tensiones y no colabora.

d

d

r d !!::1,6a

L

a 1,8 a p

/

Fig. 2.39. Distintos tipos de ménsulas de gran altura que se presentan en la construcción de edificios.

a) bl

Fig. 2.40. Trayectorias de tensiones principales en una viga de gran altura con ménsula para carga unifor­me q y distribución de las tensiones de tracción 0x en la sección de empotramiento, para carga total o limi­tada a la parte en voladizo.

47

Fíg. 2.41. Ejemplos de reticulados imaginarios internos para determinar el esfuerzo de tracción Z en vigas de gran altura en voladizo.

del momento de empotramiento. El brazo elástico interno para el cálculo de Z puede suponer­se aproximadamente igual a 1,2 a, cuando d > 2.

Para otros tipos de apoyo y cargas es/posible determinar la distribución de los esfuer­zos internos mediante el comportamiento de la chapa expuesto anteriormente. Para el dimen­sionamiento puede adoptarse como modelo resistente, con suficiente aproximación, sea el re­ticulado,el arco atirantado o bien otros similares. La 2.41 muestra algunos ejemplos al res­pecto. Por otra parte, es posible también influir en los esfuerzos internos correspondientes al Estado 11 mediante la distribución de la armadura y el dimensionado de la misma. Las armadu­ras grandes originan mayores esfuerzos. La distribución de esfuerzos internos en el Estado 1I debe ser tal que satisfaga el principio del mínimo trabajo de deformación. Esto fue demostrado por el noruego T. Hagberg en [34], quien con su investigación ayudó a aclarar la disputa de muchos años, de si era necesario disponer o no, barras inclinadas en las ménsulas.

2.7. Criterios de dimensionado para ménsulas y vigas de gran altura en voladizo

Las ménsulas se dimensionan mediante un modelo de reticulado simple que muestra la Fig. 2.42, constituido por una barra traccionada y una diagonal comprimida. Con ello se elimina una "verificación al corte", por cuanto el esfuerzo de corte es absorbido por la diagonal compri­mida. El modelo de reticulado muestra también que la barra traccion3da no debe ser debilítada por dobladuras y que la correspondiente armadura debe ser cuidadosamente anclada.

Para aumentar la seguridad, el brazo elástico interno se mide a partir del extremo infe­rior de la diagonal comprimida, por considerarse como el centro de momentos más desfavo­rable, y se admite igual a z = 0,8 h. ¡Al estimar h debe tenerse presente que en el.c;ordón trac­cionado, en general, existen varias capas de armadura! Las ménsulas con d/a > 2 deben dimen­sionarse de la misma forma que aquellas con d = 2a oh:::::: 2.

De la Fig. 2.42 se tiene, con tgO' = a/z = Zp/P

.p

En la misma el valor de v a considerar es 1,75 (falla del acero). En el apoyo de la ménsula actúa casi siempre, además de la carga vertical P, una fuerza

horizontal H debido a reacciones de apoyo o a algún efecto de coacción de la viga que apoya sobre la ménsula. En el caso más desfavorable, el brazo elástico de H se incrementa de l\h.

Del polígono de fuerzas resulta

En forma aproximada puede admitirse:

ZH, U = 1 J 1 V· H

48

con lo cual, cuando actúan simultáneamente las cargas de servicio P y H, resulta:

a 2,2 P h + 2, O H (2. 9)

Los ensayos demuestran que los estribos horizontales ubicados en el cuarto superior de h pueden incluirse en la armadura del cordón traccionado dada por la Ec. (2.9).

Puede admitirse la existencia de la diagonal comprimida, cuando el espesor b de la ménsula o de la chapa con voladizo se ha dimensionado de forma tal que, para v veces la carga el hormigón no rompa por compresión. Para esta verificación supondremos Ccue la tensión en el hormigón de la diagonal comprimida pueda alcanzar el valor 0,95 {JR, suponiendo un volumen de tensiones rectangular. Se supone como sección de la diagonal b . c con c = 0,2 h. Para de­terminar el esfuerzo D en la diagonal comprimida utilizamos el polígono de fuerzas de Fig. 2.43 con z = 0,9 h Y v = 2,1 para la rotura del hormigón. (En este caso el brazo elástico z se mide a partir del centro de la diagonal comprimida y por ello resulta mayor que en Fig. 2.42). h no debe tomarse mayor que 2 a.

Se tiene así

vD- x vP· a+ H' flh.

Haciendo v D ~ 0,2 h b . 0,95 f3R y tomando x de Fig. 2.43 se tiene

6,2 (P + H {;; h} a

b nec. R;j ---:----- (l, 6 + ajh) con h ~ 2 a (2.10)

Si la diagonal comprimida de una ménsula de altura variable está zunchada por estribos horizontales, muy poco separados, extendidos sobre toda la altura de la misma y perfectamen­te anclados en su extremo posterior, en ese caso no se produce rotura brusca y es posible redu­cir el coeficiente de seguridad.

De la ecuación (2.10), haciendo z = 0,85 h se puede deducir, despreciando H, una "ten­sión de corte" ficticia:

P ~R T b _ z 6 , 2 (1, 6 + a / h). O, 85

Zp

Fig. 2.42. Determinación del esfuerzo de tracción Zu de una ménsula mediante un reticulado simple.

49

0,9 h . o x

~----- o ----~=p

1.80 h 1.6h+o

h

Fig. 2.43. Hipótesis adoptada respecto a la dimensión y posición de la diagonal comprimida de una ménsula.

+

0,6 A

Fig. 2.44. Disponiendo una armadura inclinada en las ménsulas con vigas apoyadas indirectamente pAra el dimensionado puede admitirse un 60 % de la reacción de apoyo de las vigas como "carga superior" absor­bido por la armadura superior horizontal de tracción y otro 60 % de la misma como "colgada" de la arma­dura inclinada.

Para a/h == 1 resulta T = f3R/13,5 y para a/h = 0,5, T = f3R/11. Estos valores son compa­rables con los de Tabla 14 de DIN 1045. Son algo inferiores a To2 (para Bn 250 y Bn 350: To2 rv f3R/10). En consecuencia, ¡en ningún caso es admisible solicitar I~s ménsulas donde T = P/bz hasta el valor To3!

Las cargas indirectamente aplicadas a las ménsulas o suspendidas inferiormente, exi­gen una armadura de suspensión, con lo cual se pueden establecer los estados de carga que muestran las Figs. 2.42 y 2.44 - ver también las recomendaciones para la disposición de la armadura en ménsulas en el Tomo 111.

Para cargas aplicadas indirectamente y grandes dimensiones, se justifica disponer tam­bién una armadura inclinada. En el caso que muestra la Fig. 2.44, de una viga continua indirec­tamente apoyada sobre una ménsula, es posible admitir que el 60 % de la reacción de apoyo A, por intermedio de una armadura de suspensión, actúa como si estuviera aplicada en la parte superior. En consecuencia, la armadura de suspensión debe dimensionarse, de acuerdo con

50

Fig. 2.44 para-0,6 A y la armadura superior horizontal de tracción de la ménsula para P = 0,6 A, según Ec. (2.9). Para aumentar la seguridad, se considera también que el 60 % de la carga de apoyo A como aplicada en la parte inferior, y es absorbida mediante una armadura inclinada y una biela comprimida horizontal DW·

Del correspondiente polígono de fuerzas resulta:

de donde

D w

a --' OJ6A; O,8h

Z F s 0,6 A

es ¡;r:J rv

2 1 + 1,55 (~)

h (2.11)

51

3 Introducción de cargas o fuerzas concentradas

3.1. Descripción de las trayectorias de las tensiones

Las cargas concentradas (distribuidas sobre superficies relativamente pequeñas) o las fuerzas, actúan exteriormente a las estructuras (cargas de ruedas, cargas de columnas, reac­ciones de vínculo, esfuerzos de anclaje de elementos tensores en hormigón pretensado, etc.).

Por razones económicas, se adoptan placas de apoyo o de anclaje pequeñas, utilizando elevadas presiones admisibles.

Estas presiones exteriores p se expanden en el cuerpo de la estructura y originan un sis-tema de tensiones principales 01, 011 Y 0111 con componentes de tracción y compresión transver­sale::, d la atret;Clon en que actúa la tuerza, hasta que a una determinada distancia de introduc­ción te (en la dirección de la fuerza) se alcanza una distribución uniforme, lineal o superficial, de tensiones (diagramas lineal.es de (Tx) sobre una superficie b . d. Esta zona de introducción se denomina también zona de perturbación de Saint Venant; dentro de la misma no es posible calcular las tensiones con la teoría corriente de la flexión.

La mejor forma de visualizar las tensiones es mediante las trayectorias de las tensiones principales, para lo cual nos limitaremos a las sobre los planos x - z y x Y (Fig. 3.1). En las estructuras de hormigón es necesario en este caso prestar especial atención a las tensiones de tracción transversales a la dirección de la fuerza, fas denominadas tensiones de fractura por tracción (bursting stresses) y de las cuales se determinan los esfuerzos de hen­deduras resultantes por tracción, o más simplemente, fuerzas de hendedura. Estas deben ser absorbidas por armaduras, por compresio,nes o por pretensado. La intensidad de los esfuerzos de hendedura depende de la relación entre la sección F = b . d de la pieza y la superficie en que actúa la carga F1 a· c; cuanto mayor sea F/F1, es decir, cuanto más deba expandirse la carga hasta que la variación de la tensión o"x sea lineal, tanto mayores resultan los esfuerzos de hendedura.

Si b ::::::; d y la superficie de carga es pequeña y casi centrada, entonces las tensiones transversales de tracción son radiales en todas direcciones y se equilibran mediante tensiones de tracción anulares (hoop stresses). Para simplificar la armadura se considera generalmente al esfuerzo de hendedura en sólo dos direcciones z e y actuando conjuntamente, si se arma só­lo en dichas direcciones, pero también es posible absorber dichos esfuerzos en forma equiva­lente,mediante una armadura anular de tracción (armadura en espiral).

Exteriormente a las trayectorias de compresión se originan en los supuestos "vértices muertos" al área cargada tensiones de tracción oblicuas y en las superficies exte­riores tensiones de borde de tracción (spalling stresses) (Figs. 3.2 y 3.3) las que, de acuerdo con la intensidad y posición de la superficie de carga con respecto al resto de la superficie de! ele­mento, en especial para solicitación excéntrica, pueden alcanzar valores significativos y tam-

52

o 0/1 (\2 Gy/SO O

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5 Jilll

0,6 ~

0,7

0,8

0,9

1,0 x/d

Fig. 3.12. Distribución de las tensiones transversales de tracción para presiones p de contacto parabólicas y uniformes bajo la placa de apoyo de ancho a = 1/4 d ya = 1/1,3d [40J.

a':: V

a • = v .. 2t

Q'

Fig. 3.13. Distribución de presiones de contacto para placas deformables y rígi­das, cargadas con columnas angostas de ancho v.

que conducen a ecuaciones de condición, que resultan poco adecuadas a los efectos prácti­cos.

3.3.1.3. Tensiones en zonas de borde (entornos de vértices)

Las Figs. 3.2 y 3.3 dan una idea de la distribución de las tensiones principales en los en­tornos de los vértices: en los bordes predomina la tracción en la dirección de las caras, yen el interior aparece tracción a lo largo de las diagonales a 45° de los vértices. Las tensiones de borde de tracción alcanzan valores entre 0,6 y 0,8 00' es decir, que son mayores que I.as ten­siones de fractura. Los diagramas de tensiones más reducidos y menos profur.dos originan menores esfuerzos de tracción. Los "picos" de tensiones de tracción se ponen de manifi6sto mediante las isobaras según Tesar-Guyon (Ií neas de iguales tensiones Oyen el borde x = O) (Fig. 3.3).

M. Sargious [44] ha calculado las superficies de tensiones para distintos casos y deter­minado así los esfuerzos de tracción. Según dicho trabajo es suficiente calcular la armadura en el borde cargado en las direcciones x e y (Fig. 3.14) para

0,015 P

0,010 P (3. 3)

Los esfuerzos de tracción en los vértices que se dirigen hacia el interior según las diago­nales, pueden ser absorbidos por los esfuerzos de desvío mediante la armadura de borde de los

61

dIo = 00

0,1 0,1

d--------

Fig. 3.3. Isobaras de las tensiones 0y para cargas aplicadas en forma puntual y distribuida (las zonas comprimidas rayadas). Son datos los valores de oyloo y 00 ::: P/bd [38].

,¡<--------------- d --------~-

Fig. 3.4. Tensiones principales en un elemento con cantos inclinados a efectos comparativos con Fig. 3.2 izquierda.

bién exigir la colocación de armadura. Dichos vértices podrían romperse, lo cual, sin embargo, no influye en la capacidad portante; se pueden también eliminar los "vértices muertos" (Fig. 3.4).

3.2. Métodos para determinar las tensiones

3.2.1. Solución teórica

La solución rigurosa para un sólido tridimensional fue obtenida por K. T. Sundara Raja Jyengar [35,36,37] basándose en la-teoría de la elasticidad tridimensional, obteniendo la solu­ción en forma de un vector de Galerkin, cuyas componentes se representaron mediante series dobles de Fouríer. Con anterioridad Y. Guyon [38], D. J. Douglas y N. S. Trahair [39] llegaron a soluciones no del todo satisfactorias.

Para el estado plano de tensiones (estado laminar) se conocían de antemano soluciones de Y. Guyon [38], S. R. Jyengar [40] y W. Schleeh [20].

54

3.2.2. Solución mediante elementos finitos

Las múltiples posibilidades de los métodos con elementos finitos espaciales, de­sarrollados gracias a las grandes computadoras permiten, mediante una adecuada elección de las características y dimensiones de los elementos finitos, determinar en forma exacta la distribución tridimensional para el Estado 1. Hasta ahora, dicho método ha sido aplicado en for­ma sistemática por A. L. Yettram, y K. Robbins [42] a este caso. Muchos institutos de cálculo disponen actualmente de programas adecuados.

3.2.3. Solución mediante fotoelastícídad

Para problemas planos (bidimensionales) (chapas) el procedimiento fotoelástico es muy adecuado. M. Tesar [43] obtuvo mediante el mismo los primeros resultados. En el trabajo reali­zado en Stuttgart por M. Sargious [44] y en los de Estocolmo debidos a R. Hiltscher y G. Florín [47, 49], se alcanzaron resultados de sumo interés para la práctica, que reproduciremos más adelante.

El coeficiente de Poisson no puede dejarse de lado, lo que fue estudiado en [42] por A. L. Yettram y K. Robbins.

3.2.4. Determinación de tensiones mediante extensómetros aplicados a modelos

Este procedimiento en el caso de chapas permite actualmente obtener resultados más rápidamente que utilizando fotoelasticidad. Aún no se conocen aplicaciones satisfactorias pa­ra el problema que nos ocupa.

3.2.5. Mediciones en piezas de hormigón

Hasta ahora es el úniGo método que permite conocer las tensiones para el Estado 11 (es­pecialmente en las armaduras existentes) y la carga portante y con ella la seguridad deseada. Estos ensayos fueron realizados en Stuttgart [45] con articulaciones de hormigón. En elemen­tos de gran espesor no son suficientes las mediciones realizadas en la superficie, porque pueden conducir a conclusiones muy erróneas.

3.2.6. Soluciones simples aproximadas

Este tipo de solución se adecua para calcular la intensidad del esfuerzo de hendedura, estimando los esfuerzos de desviación necesarios para la expansión de las tensiones, ver Seco 3.3.1.1 (ver también E. M6rsch [46]).

3.3. Dimensionado del esfuerzo de hendedura en el caso de aplicación de car­gas concentradas o fuerzas, en sistemas bidimensionales

Se habla de una aplicación bidimensional de carga, cuando o bien el elemento de hor­migón es delgado, de tipo laminar (b pequeño en relación a d), o cuando la superficie de carga, de longitud c se extiende totalmente o casi totalmente sobre el espesor b del elemento. Para los casos de relaciones bId mayores y aquellos en los que también c« b, ver Seco 3.4.

3.3.1. La fuerza concentrada centrada

3.3.1.1. Esfuerzo de fractura por tracción para una presión uniforme p

La Fig. 3.5 muestra la distribución de las trayectorias de las tensiones principales en dos chapas con distintos d/a. Puede observarse que las trayectorias de las compresiones lon­gitudinales, a una distancia de penetración le::::: d resultan paralelas; en ese lugar resulta 0x = Plbd = Cte = oo' Inmediatamente por debajo de la superficie de carga las trayectorias de compresión, vistas desde afuera, son cóncavas es decir que sus correspondientes esfuer­zos de desvío originan en la zona central compresión transversal (ay negativa), que eleva la pre­sión absorbible p por encima de la resistencia a la compresión del hormigón. A una pequeña distancia cambian la curvatura y se vuelven convexas y los correspondientes esfuerzos des­viadores originan en el interior tracción transversal (ay positiva). El punto de tensión nula

55

dIo = 10

Fig. 3.5. Trayectorias de las tensiones en chapas con aplicación de la carga mediante placas de longitudes iguales a 1/10 y 1/3 del ancho la chapa.

Compresión (-) Tracción (+)

r;r t- --tIo- .. Y

-o I! Q¡ .....

+-JJ

<:50

P bd

Fig. 3.6. Variación e intensidad de las tensiones transversales ay, referidas a 00 = P/bd, a lo largo del eje x para distintas relaciones d/a [40].

56

Compresión (- ) Tracción ( +)

C5y/ p q06 0,04 0,02 O 0102 OJ04 0,06 0,08 0,10 0.12 0,14 C5y/ p

I

~ l(

j

P Ob

I

Fig. 3.7. Variación e intensidad de las tensiones transversales de tracción Oy, referidas a la presión p = P/ab [47].

ay = ° sobre el eje x, y la intensidad de las tensiones ay dependen de la relación del ancho d del elemento al ancho a de la superficie de carga, es decir de d/a. La Fig. 3.6 muestra las 0y referi­das a 00 = P/bd a lo largo del eje x (iguales en este caso a las tensiones principales transversa­les) en función de d/a. Las superficies J ~y dx de las tensiones ay positivas y negativas deben, por razones de equilibrio, ser iguales.

Si se relacionan las tensiones de fractura con la presión de la carga p = P/ab, el máxi­mo se obtiene para d/a = 2, a una distancia x rv a por debajo de la placa de carga, y su valor es del orden de 0,12 p (Fig. 3.7 según R. Hiltscher - G. Florin [47]). El vértice del máximo es angosto y ya para d/a = 5 se tiene ay::::: 0,07 p. Para d/a ~ 5 el máximo se presenta para x ::::: 3 a por deba­jo de la placa de carga.

Según la Fía 3.6 de la superficie del diagrama de tracción se tiene como esfuerzo de x = d

fractura Z = J 0y dx. para el que debe calcularse la correspondiente armadura. La distribución de esta última se obtiene del diagrama de + ay. En la Fig. 3.8 figuran las intensidades de Z refe­ridas a P y la ubicación de ay ° y de ay máx. referida a d para elementos de longitud ilimitada (h > 2 d). Para carga lineal (a - ° y d/a - (0) ocurre el valor máximo posible del esfuerzo de frac­tura con Z máx. = 0,3 P.

El diagrama ZlP es casi recto, de modo que áproximadamente puede calcularse con la expresión

a ZR:;0,3 P(l-J) (3. 1)

Dado que es muy raro que resulte d/á > 10, puede admitirse como aproximada

Z R:; 0,25 P (3. 2)

57

De la ffHsma resulta como armadura necesaria

nec z z 0e adm.

En el caso de los esfuerzos de fractura se recomienda no adoptar tensiones elevadas en el acero, con el objeto que la fisura correspondiente resulte fina y facilitar el anclaje, p. ej. 0e

adm. = 1800 a 2000 kp/cm2 para carga de servicio con B St 42/50. El camino propuesto en un principio por E. M6rsch en [46] conduce a una solución análo­

ga a la de la Ec. (3.1). Para ello, según Fig. 3.9 se consideran como resultantes de las tensiones principales, esfuerzos cuyas rectas de acción siguen aproximadamente las trayectorias de las direcciones principales. De la trayectoria quebrada de las mismas se obtiene, mediante un polí­gono de fuerzas, la fuerza de fractura Z necesaria para el equilibrio.

De la Fig. 3.9 resulta, para h ::::: d:

Z:

de donde

Z

2 (9. _ ~) 4 4

o 25 P (1 - ~) , d

d 2

(3. la)

Esta sólo resulta poco seguro para el caso de chapas muy delgadas (d/a > 5), en compa­ración con la solución más rigurosa de Fig. 3.8. El modelo de cálculo utilizado por E. M6rsch, puede resultar a menudo útil en la práctica para el ingeniero.

Los valores antes mencionados son válidos para elementos de longitud h > 2 d. Para prismas más cortos, cuya deformación transversal está impedida en su extremo, los esfuerzos de fractura son menores. Esto fue analizado por R. Hiltscher y G. Florin [47], con los resultados

Z/P

0,5

O,i.

0,3

0,2

0,1

0,3

0,25

o ~------~----~----~~--+---~--~--~--~O 1,0 1,3 2,0 2,5 3,3 5 10 d/a

válido para h > 2 d

Z....,O,30P(1- Q/d) Z máx. rv 0,25 P

Fig. 3.8. Intensidad de fuerza de hendidura resultante Z, referida a la fuerza P. Distancia de la máxima ten­sión transversal ay máx. y del punto donde ay = O medida del borde cargado en chapas con h > 2 d [40].

58

Fig. 3.9. Determinación del esfuer­zo de fractura Z partiendo de un polígono de fuerzas aproximado según [46].

h :::::d

Z

que aparecen en Fig. 3.10. Cuando no existe la mencionada restricción (bloques de fundación apoyados en suelos de reducido módulo E) se recomienda adoptar el valor de Z que por lo me­nos corresponda a h/d = 1.

3.3.1.2. Influencia de una presión p irregularmente distribuida

Bajo las placas de apoyo de C(aucho u otro material sin rigidez a la flexión, la presión de contacto no es uniforme (como se ha supuesto hasta ahora), cuando el cuerpo que carga es muy rígido y apoya sobre toda la superficie de la placa o la sobrepasa. La repartición de pre­siones es en este caso, aproximadamente parabólica (Fig. 3.11, izquierda), y para el cual, S. R. Jyengar ha determinado especialmente las tensiones ay. Fig. 3.12 [40]. En lo que respecta al es­fuerzo de fractura por tracción se está del lado de la seguridad si en lugar del ancho a de ra pla­ca de carga, se adopta un valor a' más reducido, y un PR en consecuencia mayor, que debe cumplir la condición PR . a' = P.

Cuando placas de apoyo sin rigidez a la flexión están cargadas excéntricamente con cargas distribuidas sobre toda su superficie, la distribución de presiones de contacto sobre el

. hormigón es la que en forma aproximada muestra la Fig. 3.11 (derecha). Para determinar la ten­sión de fractura por tracción, se transforma la superficie del diagrama de presiones p mediante una estimación aproximada, en una repartición uniforme de presiones, la que debe satisfacer las condiciones PR = P máx. y P = a' . PRo Simultáneamente además la resultante (en el punto S) debida a las presiones sustitutas debe tener la misma recta de acción que la resultante debi­da a las presiones reales.

Si el elemento constructivo que transmite la carga (por ejemplo: columna, puntal) es de dimensiones transversales menores que la longitud de los lados de placa de carga, y si ésta es de reducida rigidez a la flexión (Fig. 3.13) en ese caso el esfuerzo de fractura por tracción debe calcularse mediante el ancho v de la columna. Para las placas de apoyo con las rigideces co­munes en la práctica se llega a una aproximación suficientemente segura, si se supone que la carga se reparte a través de la placa a 45° hasta alcanzar la superficie del hormigón, de modo que para un espesor de placa de t, se debe considerar a = v + 2 t (Fig. 3.13). Para PR se tiene nuevamente que debe cumplir que PR . a' = P. El ancho a de la placa sólo puede utilizarse cuan­do la misma es muy rígida.

A este respecto, N. M. Hawkins ha efectuado investigaciones más exactas en [48], pero

59

Z/P

0,3

0,1

O~----4-------~-----+------~------+-----~--~

5 10 15 20 25 30 dIo 04-----~----~------r_----~----~~----~~~

84------L------~------~------L--------~------~

X la

Fig. 3.10. Intensidad del esfuerzo de fractura resultante Z, referido a la carga P, y distancia de la misma al borde cargado en chapas de altura reducida [47].

1_-----"--" --º "--"-"---" "-'""-

o'

Resultante fuerza P

1I

para carga centrada para carga excéntrica

Fi¡:l 3.11 nístribución de las orp.siones o de contacto en olacas cargadas céntrica y excéntricamente, de rj· Jidez finita de anchos a, y determinación del ancho sustituto a'.

60

o 0/1 (\2 Gy/SO O

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5 Jilll

0,6 ~

0,7

0,8

0,9

1,0 x/d

Fig. 3.12. Distribución de las tensiones transversales de tracción para presiones p de contacto parabólicas y uniformes bajo la placa de apoyo de ancho a = 1/4 d ya = 1/1,3d [40J.

a':: V

a • = v .. 2t

Q'

Fig. 3.13. Distribución de presiones de contacto para placas deformables y rígi­das, cargadas con columnas angostas de ancho v.

que conducen a ecuaciones de condición, que resultan poco adecuadas a los efectos prácti­cos.

3.3.1.3. Tensiones en zonas de borde (entornos de vértices)

Las Figs. 3.2 y 3.3 dan una idea de la distribución de las tensiones principales en los en­tornos de los vértices: en los bordes predomina la tracción en la dirección de las caras, yen el interior aparece tracción a lo largo de las diagonales a 45° de los vértices. Las tensiones de borde de tracción alcanzan valores entre 0,6 y 0,8 00' es decir, que son mayores que I.as ten­siones de fractura. Los diagramas de tensiones más reducidos y menos profur.dos originan menores esfuerzos de tracción. Los "picos" de tensiones de tracción se ponen de manifi6sto mediante las isobaras según Tesar-Guyon (Ií neas de iguales tensiones Oyen el borde x = O) (Fig. 3.3).

M. Sargious [44] ha calculado las superficies de tensiones para distintos casos y deter­minado así los esfuerzos de tracción. Según dicho trabajo es suficiente calcular la armadura en el borde cargado en las direcciones x e y (Fig. 3.14) para

0,015 P

0,010 P (3. 3)

Los esfuerzos de tracción en los vértices que se dirigen hacia el interior según las diago­nales, pueden ser absorbidos por los esfuerzos de desvío mediante la armadura de borde de los

61

vértices. De acuerdo con los resultados experimentales, no es necesario para ello disponer una armadura adicional. Para grandes esfuerzos en estructuras de grandes dimensiones corres­ponde, sin embargo, prever una armadura a 45°.

3.3.2. Fuerza concentrada excéntrica de dirección x

En el caso de fuerzas concentradas excéntricas las tensiones ax, para una longitud de contacto le :::: d, varían trapecial o triangularmente y las trayectorias de las tensiones principa­les son asimétricas (Fig. 3.2). Las tensiones de fractura se desarrollan aproximadamente en la misma forma que si un prisma de ancho y altura iguales a d1, estuviera cargado céntricamente. El hecho que las mencionadas tensiones de fractura se limiten a dicho prisma sustituto, puede observarse en las isobaras de ay según Guyón (Fig. 3.15). En la práctica, de acuerdo con una su­gerencia de Y. Guyon, se utiliza dicho prisma para determinar Z y la distribución de las ay (Fig. 3.16), refiriendo el ancho de la superficie de carga no a d sino a d1 = 2 u (donde u = menor dis­tancia al borde).

P

x

Esfuerzos Zy y Zx en las zonas de borde y de vértices

p

d

P

Armaduras de las zonas de los vértices

Fig. 3.14. Esfuerzos de tracción Zy y Zx en los bordes y armadura corres­pondiente.

Prisma sustituto

d ------------~~ Z calculado de Fig. 3.8 remplazando d/a por dI/a.

Fig. 3.15. Isobaras de las tensiones ay para carga excéntrica [38].

Fig. 3.16. Para carga excéntrica puede calcu­larse la fuerza de fractura Z mediante un pris­ma sustituto de aristas d1 :

62

0,67

f----t---+---r:::] (V)

Fig. 3.17. Tensiones principales de tracción (de fractura y de tracción de borde) referidas a ao P/bd, y esfuerzo total de tracción Z para carga excéntrica [14].

~---~---1~--+--+--~ ~+ '

d

11 lo(

o:::

(V)

o~

Al propagarse las tensiones exteriormente al prisma substituto, pueden originarse ten­siones transversales de tracción adicionales pero en general de reducida magnitud.

Al aumentar la excentricidad e, o también si disminuye la distancia u de la carga al vérti­ce más próximo, los esfuerzos de fractura en el interior del cuerpo resultan menores, pero las tensiones de tracción en la zona de borde vecina a la carga y en los bordes laterales cercanos a la misma y los esfuerzos de borde Z resultantes son sin embargo mayores. A este respecto, la Fig. 3.17 muestra los resultados [47] obtenidos en un modelo de ensayo para el que la excentri­cidad era e = 1/6 d. Los esfuerzos de tracción en los bordes alcanzaron valores de lR = 0,02 P.

R. Hiltscher y G. Florin [491 determinaron fotoelásticamente la dependencia del esfuerzo de tracción lR en el borde cargado de la relación e/d, para de carga d/a = 10 Y 30. De Fig. 3.18 se pone de manifiesto que los anchos de carga a/d influyen magnitud de 0y,R máx., pero que dicha influencia es despreciable para el esfuerzo tracción lR' En el caso de grandes excentricidades, lR puede llegar a tener la misma que el esfuerzo de fractura correspondiente a carga centrada superficial de ción a/d.

Para el esfuerzo de borde de tracción lR, la Fig. 3.18 muestra su dependencia de la ex­, centricidad relativa e/d, determinada en forma aproximada por la fórmula

0,015 P

1-~ En el cuaderno 240 de la DAfStb, se establece como valor

corresponde a la línea punteada de Fig. 3.18, y que conduce en de lo necesario.

4)

P(e/d - 1 ~ 0, que a valores de lR del doble

Mediante las curvas que aparecen 'en Fig. 3.18 para los dos casos d/a correspondientes al esfuerzo interno de fractura ficarse fácilmente la practicabilidad del método Guyon (Fig. 3.16).

veri·

63

3.3.3. Carga concentrada excéntrica, inclinada con resp"ecto al eje x

Esta situación se presenta en el caso de elementos tensores, de trayectoria curva o poligonal, utilizados para pretensar vigas. etc., pero- muy raramente en bases de fundación.

A este respecto, nos referiremos al trabajo realizado en Stuttgart por M. Sargious [44}. La Fig. 3.19 reproduce un ejemplo para e d/6 y a 6,30 Esta inclinación no tiene influencia perceptible sobre las tensiones de fractura.

3.3.4. Cargas o fuerzas concentradas, múltiples

Cuando actúan varias cargas en el borde de una chapa, por debajo de cada una de ellas se origina una propagación de tensiones (Fig. 3.20), con tensiones de fractura como en el caso de una única carga concentrada, donde la intensidad y distribución de aquéllas son nueva" mente función de dI/a, y que para el caso de 2 cargas, pueden obtenerse mediante pr.ismas substitutos de anchos dI = 2 x distancia al borde. Si entre las carQas extrpcmas actúan otras cargas, entonces no es posible, mediant.e al estado actual de los conocimientos, ootener exac­tamente el ancho de los correspondientes prismas substitutos. Se sugiere calcular el ancno partiendo de las superficies parciales correspondientes a cada carga, del diagrama lineal de 0x correspondiente a x = d, con lo que se está del lado de la seguridad (Fig. 3.21). Para cargas de distintos valores, se obtiene de esta manera también la influencia de las relaciones de intensi­dad de las ca.rgas (o esfuerzos de pretensado) en forma aproximada. Se obtienen así los esfuer­zos de fractura con prismas substitutos, de altura y longitud dI' dz, d) ... etcétera.

p =

0,5 +----t----- ----t---------+------t----H

Z/P 0,4

O, 3 +-----+-----+-----+-----+----t---1

0,2

0.1

eld o 1---~--~--_+--_+--~--~

o 0.1 0,2 0,3 0,4 0,5 o

3.18. Tensiones de fractura y de borde, de tracción, de tracción ZS/P y ZRy/P, referidas a la presión p

de la carga P para d/a 10 y d/a = 30 [49J.

64

0.1

e--t ---:.4> ..... --- G'y,R máx

-f------ d

O) 0,3 0,4 0,5

ay. R, así como también los esfuerzos resul­en función de la excentricidad relativa e/d

d

0,18 ¡~ o~-+-_--+-_-+_+[

-F------d-------.JC--

Fig. 3.19. Distribución de las trayectorias de las tensiones principales, de las tensiones de fractura de trac­ción y de las tensiones de borde más importantes, referidas a 00 = P/bd, para carga excéntrica oblicua [44].

Las tensiones de borde y los esfuerzos de tracción de borde ZR a lo largo del borde car­gado, cuando la separación entre cargas es considerable, pueden alcanzar valores relativa­mente grandes; en tal caso deben calcularse de acuerdo a las especificaciones para "vigas de gran altura" (ver Cap. en cuyo caso las tensiones en la sección ubicada a x = d, representan la carga de la chapa, y las cargas aplicadas del:>en considerarse como las reacciones de vincu­lo (Fig. 3.22).

De acuerdo con un trabajo de W. Schleeh [50] en el caso de chapas, cargadas o preten­sadas con distribución periódica -de una altura 1. de por lo menos igual al doble de la separa­ción d entre fuerzas- la tensión de borde 0y máx. (normal a la dirección de la fuerza) es igual a la diferencia entre la presión p aplicada en la zona de carga o de pretensado y el valor medio uniformemente repartido de la tensión 0m = p. ald (Fig. 3.23). La intensidad del esfuerzo de bor­de de tracción se obtiene en este caso y en forma aproximada, mediante la siguiente expresión

rv O, 09 [ 1 - 0 , 9 (~) p (3. 5)

3.3.5. Acción conjunta de los esfuerzos de pretensado y de las reacciones de vínculo en los extremos de vigas de hormigón armado

La reacción de vínculo de una viga disminuye el esfuerzo de fractura originado por las fuerzas de anclaje de los elementos tensores, porque las reacciones de vInculo originan ten­siones 0y de compresión. M. Sargious [44] ha efectuado mediciones fotoelasticimétricas en nu-

65

p p p p

Fig. 3.20. Isobaras de las tensiones Oy para distintas reparticíones de carga.

f x=d

~I I -~

I I ~­

I I L ___ J

Fíg. 3.21. Obtención de los prismas sustitu­tos partiendo del diagrama de 0x correspon­diente a uña distancia x = d en el caso de varias cargas concentradas de distinta in­tensidad.

Fig. 3.22. Esfuerzos de borde de tracción entre concentradas, determinados sobre la de fa analogía con la viga de gran altura.

merosos casos y también los ha calculado y evaluado posteriormente mediante elemenfos fini­tos (M. Sargious y G. Tadros [51]). También N. Zahlten en [52] hace tiempo que se ocupó de las condiciones especiales que existen en los extremos de las vigas pretensadas. En los diagra­mas siguientes (Fig. 3.24 a 3.30) se han representado las tensiones de tracción debidas al es­fuerzo de pretensado P a lo largo de las trayectorias de las tensiones principales de compre­sión. El esfuerzo de fractura Z se ha considerado como dependiente de P. Las tensiones de bor­de de tracción se han representado por sus respectivas resultantes Z1' Z2' Z3' .. Mediante éstas es posible calcular rápidamente las armaduras necesarias.

Debe tenerse presente que para apoyos cercanos al extremo de la viga, al actuar la reac­ción de apoyo, aparecer en el borde inferior esfuerzos de tracción, que pueden llegar a alcanzar valores de ZA = 0,4 A a una distancia del borde xA = 1/12 d y reducidas relaciones A/P 3.29).

66

p p p

f>2d

p

I} P I .p :.

~y :..p - G'x ,m:':b (1 - ~ ) Z y 'Z O ,O 9 [1 0,9 ( ~ ) 2] P

Fig. 3.23. Tensiones en las zonas de borde y esfuerzos de tracción en los bordes de chapas cargadas ~! riódicamente en lados opuestos [50}.

I X - 1 d A = 0,2 P A- 6" ---~,f-

Fig. 3.24. Trayectorias de las tensiones principales en el extremo de una viga pretensada con una fuerza P, para la acción simultánea de la reacción de vínculo A = 0,2 P (ancho del apoyo = 1/12 d).

0,18

d

J A = 0,2 P

Fig. 3.25. Tensión de tracción de fractura y en las zonas de borde, referidas a 00 = P/bd, del modelo de Fig. 3.24.

67

0,19

ti I

I d

I 1 A = 0,1 P )(A = -d ,6 ¡, -f-----r

Fig. 3.26. Tensiones de tracción de fractura y de zonas de borde de un modelo similar' al de Fig. 3.24,' pero con A = 0,1 P.

I 1 A=O,2 P

)(A=-d

~ .r---O,59 d

Fig. 3.27. Esfuerzo de pretensado a 1/3 d del borde inferior.

3.3.6. Acción conjunta de la aplicación de fuerzas con la flexión de la viga en los apoyos inter­medios de vigas continuas

W. Schleeh pudo demostrar en [21, 22] que las tensiones en la zona de los apoyos inter­medios de vigas continuas o de otros casos similares en que actúen simultáneamente cargas aplicadas y flexión de vigas, pueden obtenerse por superposición de las tensiones obtenidas mediante la teoría de flexión de Navier (ax = M/W, repartición lineal) con las correspondientes a la teorfa laminar para la sola acción de fuerzas (Fig. 3.31). Para vigas sin esfuerzo normal, por ejemplo sin pretensar, las tensiones de fractura debidas a la reacción de apoyo resultan, en ge­neral, sobrecomprimidas por las tensiones de compresión por flexión originadas por los mo­mentos negativos debidos a las cargas (Fig. 3.32). En cambio, en vigas pretensadas, dichas ten-

68

a..

ZL. =0,004 P

I I A=O,l P

)(A = 6 dJ-~. o,50d J

Fig. 3.28. Similar a Fig. 3.26 pero con el esfuerzo de pretensado a 1/3 d del borde inferior.

t d

1,08

Fig. 3.29. Tensiones de borde de tracción en un modelo con A 0,2 P a una distancia 1/12 d del vértice (ancho de apoyo = 1/24 d) Y esfuerzo de pretensado P a 2/3 d.

siones de compresión por flexión, correspondientes al peso propio, pueden ser muy reducidas en el borde inferior, o aun anularse debido a S + K*, de modo que tanto las tensiones de fractu­ra como todas las tensiones de borde originadas por la aplicación de las cargas, continúan siendo de tracción y deben ser absorbidas por armaduras (Fig. 3.33). Ver también a este respec­to F. Leonhardt y W. Lippoth [55]. Cuando la curvatura del elemento tensor tiene una extensión mayor que av 0,1 J ó 2 d, en ese caso se originan en la parte inferior tensiones de borde de tracción sobre una longitud considerable .(Fig. 3.33).

* S = retraccion o contracción de fraguado; K fluencía lenta (N del T.).

69

'-. __ . ..1 d

Fig. 3.30. Tensiones de tracción de fractura y en las zonas de borde en un modelo solicitado por tres fuerzas de pretensado P con a 1/15 d Y A = 0,3 P.

~ t -nR------"2 --------.JG-------"2

, ~llllllilllllllljll!llllllllll~ Q I .1111111111111111111111111111 .. I ' ,

l' 11 .f .

I ¡ M

70na perturbada según de Saint Venant

Tensiones adicionales debidas a la presión de apoyo

Sección a a (x = 0,2 d) Sección b - b (x = 0,6 d) i ]Y+ GY! _(X ~\: _G(+

Fig. 3.31 Determinación de los diagramas de tensiones en apoyos intermedios de vigas continuas por su­perposición según W. Schleeh [211. 70

a

a

Tensiones en la sección a a

debidas a g o g + p sin tensiones previas

debidas a g + V con tensiones previas

Fig. 3.32. Tensiones en el borde inferior en secciones contiguas de los apoyos intermedios de vigas continuas de hor­migón armado y pretensadas.

l l ... '1 . 0b - 0b adm

-#---------- av = 0,2 .{' ---------",¡<-

---------- ~ ------------#~----------O,2.p

iJrnn- -=uurnnmhJl¡lllIllmlllll~ 0u debida a la curvatura del elemento tensor

apoyo

Eje baricéntrico longitudinal I I

I I ~.~ 7F .

Armadura adicional eu .,/. ~ .,.,..' .......

~ '1 ~A

1-]

I d L «

'1

Fig. 3.33. Como, de acuerdo con Fig. 3.32, no existen tensiones de compresión en secciones contiguas a los apoyos intermedios de vigas continuas pretensadas, se originan en dicho lugar tensiones de tracción deDlaas a la longitud excesiva de la curvatura del elemento tensor y la íntroaucción de la reacción de apoyo, que deben ser absorbidas por armaduras [55].

71

Z/P -- T

0,3 t.s\Üerzo _1-'\. -::;;.

0,2

ú,l

O 01 5 10 15

r \ de tractura

20 25 30

Fig. 3.34. Trayectorias de las tensiones princi­pales en una chapa, solicitada por una carga aplicada en su interior [56].

t---- d

\tlt? Y ZI ...

I ... ZI

dio 35

l(

Fig. 3.35. Intensidad de los esfuerzos de fractura Zl a Z) en una chapa cargada en su interior.

3.3.7. Carga concentrada aplicada en el interior de la chapa

En las vigas de gran altura pueden actuar cargas transmitidas por vigas y en estructuras de hormigón pretensado ocurre a menudo que los elementos tensores se anclen dentro de una losa, en el alma de una viga-placa, etc. En tales casos la parte de la chapa situada por detrás del punto de aplicación de la carga colabora en la resistencia y debe en cierta medida ser suspen­dida. De acuerdo con la investigación realizada en Stuttgart por R. K. Müller y D. W. Schmidt [561 se obtiene la configuración de las trayectorias reproducida en Fig. 3.34. Los esfuerzos de tracción se reúnen en tres grupos Zl' Z2 y Z). para el dimensionado de la armadura cuyas inten­sidades, en función de d/a deben tomarse del diagrama de Fig. 3.35. Las armaduras de suspen­sión Z2 y Z) deben anclarse hasta una distancia de por lo menos 2 ao (ao = longitud de anclaje para De adm.) a partir del punto de aplicación de la carga. La armadura de fractura Zl deberá re­partirse en la dirección x aproximadamente como indican las Figs. 3.6 y 3.7 Y prolongarse en la dirección y, a ambos lados de la recta de acción de la fuerza, de d/2 o por lo menos 3 a + ao'

En el caso que nos ocupa, es posible aprovechar las mallas de acero que se disponen en

72

las caras externas para absorber los esfuerzos de tracción. Puede nrescindirse de la armadura de suspensión para Z2 y Z3. cuando a la chapa, de espesor t, corresponde en el punto de apli­cación de la carga, una tensión de compresión (J"x 0,1 P 0,1 P/at ~ 10 kp/cm2 en la direc­ción de la fuerza, y que es suficiente para evitar la formación de fisuras transversales en la zona de aplicación de la carga.

J. Eibl Y G. Jvanyi [57] calcularon los esfuerzos de tracción correspondientes a anclajes embutidos en el hormigón de elementos tensores mediante el método de los elementos finitos. Se obtuvieron reducidas tensiones de tracción detrás de la zona de aplicación de la carga. La verificación efectuada en modelos de ensayo mostró que lo que importa en realidad para evitar la formación de fisuras, es el recubrimiento de hormigón de los dispositivos de anclaje. Tam­bién tiene importancia la disposición relativa de los elementos de anclaje, cuando son varios (nunca en una misma linea, iPues produce efecto de arrancamiento!).

Por la aparición de fisuras, la colaboración de la chapa detrás del punto de aplicación de la carga se reduce y el esfuerzo de tracción en la armadura de suspensión disminuye más. Sin embargo, sería un error economizar en dichas armaduras, por cuanto, en dicho lugar, por efecto de la fluencía del hormigón por debajo de la zona de carga, se abrirían demasiado.

3.3.8. Esfuerzos aplicados por adherencias a barras de armadura

La apllcaclOn de una carga mediante una barra anclada por adherencia (por ejemplo: acero nervurado para pretensado en bancos) origina esfuerzos de fractura independien­tes de la ubicación de la barra, que corresponden aproximadamente a los valores dados en 3.3.1.1 para d/a = 10. De acuerdo con ello, la armadura de fractura debe dimensionarse para

0,25 P barra

Las tensiones de fractura se extienden sobre la longitud de transferencia 1 Ü, que depen­de de las calidades de la adherencia (conformación superficial) y del hormigón (Fig. 3.36), que normalmente se establece en los certificados de utilización de los aceros, mediante ensayos. La intensidad del esfuerzo de fractura es independiente de 1 Ü. La correspondiente armadura debe distribuirse sobre una longitud de 0,5 a 0,7 de lü, a partir del extremo de la barra.

r d

e

1 t

y

.r-------- f ü

--.F------

LI Compresión por desvío

.~. 1

I p

)( G)( En el extremo de

Fig. 3.36. Tensiones de fractura debidas a la introducción de la fuerza P correspondiente a una barra ancla­da por adherencia y ubicación de los esfuerzos de fractura y de borde por tracción en un cuerpo de sección rectangular.

73

Fig. 3.37. Cuando varios alambres pretensados se anclan por adherencia, los esfuerzos de fractura corres­pondientes a cada uno de ellos se anulan, en parte, entre sI.

Cuando varias barras o alambres tensores se disponen uno al lado del otro, los esfuer­zos de fractura interiores se compensan entré sr y sólo es necesario cubrir los esfuerzos origi­nados por una barra por capa o una fila vertical (Fig. 3.37).

Además del esfuerzo de fractura es necesario tener en cuenta los esfuerzos de borde de tracción y los demás esfuerzos transversales de tracción, originados en la chapa por la propa­gación de los esfuerzos de anclaje (esfuerzos de tensado). En este caso es determinante, natu­ralmente.el esfuerzo total de anclaje de todas las barras o alambres.

Los esfuerzos transversales de tracción ZRy en el borde pueden calcularse mediante la Fig. 3.18, Y actúan aproximadamente en el tercio posterior de la longitud de transferencia Jü· Una parte de la armadura de fractura se utiliza generalmente para cola~orar en la absorción de dichos esfuerzos de tracción.

Los esfuerzos de borde de tracción ZRx dependen de la excentricidad e/d de la fuerza y se obtienen de la cuña de tracción de las 0x en el extremo de la longitud de transferencia de la carga le, que para chapas rectangulares debe suponerse aproximadamente igual a lü~3 + (d - u). J. Plahn y K. Kroll [41] suponen como longitud de transferencia

e 2 ü

ee=d [1+0,15(d) J.

En la zona de transferencia vecina a l ü, generalmente es suficiente la armadura trans­versal mínima corriente, por cuanto el desvío del esfuerzo de tracción de ZRy a ZRx origina una compresión transversal.

Para secciones T o~deben vincularse.las alas en la forma común mediante una armadu­ra transversal para la transferencia de esfuerzos. En este caso, el esfuerzo transversal de trac­ción se calcula partiendo del esfuerzo que se transmite al ala en una prolongación de la zona de transferencia, suponiendo diagonales ideales comprimidas a 45° (ver [1 a, Seco 8.6.1]).

3.3.9. Transferencia de una fuerza concentrada en una viga-placa

Un estudio realizado en Stuttgart por M. Sargious (Fig. 3.38) muestra las trayectorias de tensiones y los esfuerzos de tracción en el alma originados por una fuerza de tensado P, aplica­da aproximadamente en el baricentro de la sección en T e inclinada. La fuerza tiene que propa­garse no sólo en el alma sino también en la placa, lo cual aumenta el esfuerzo de fractura de igual forma que ocurriría si la parte del alma ubicada sobre la fuerza fuera mayor de lo que en realidad es.

Como aproximación se recomienda proceder de la siguiente forma (Fig. 3.39): se calcu­lan las tensiones 0x = P/F + p. e/W en el extremo de la longitud de transferencia le, donde se supone = hv + b ~ do' El alma se trata en la forma expresada en Seco 3.2, con un prisma substituto de arista d1 = 2 hv ~ do- El esfuerzo transversal de tracción en la placa se obtiene de la parte del esfuerzo de pretensado que se transmite a la misma

== b· d . pe '

74

donde la placa se considerará como de un ancho b cargada dentro del espesor bo del alma. La expansión comienza aproximadamente a la distancia x = 0,7 hv del borde de la viga-placa. El esfuerzo de fractura por tracción se calcula partiendo de Ppl para b/bo en lugar de d/a de Fig. 3.8. La armadura transversal debe repartirse en la forma que indica la Fig. 3.6. Si simultáne­amente a.ctúa un esfuerzo de corte Q debido a cargas y reacciones de vínculo de dirección y, se originan tensiones oblicuas de tracción, que es necesario absorber mediante armaduras adi­cionales (ver [Tomo 1, Seco 8.6.1]).

En [58] A. L Yettram y K. Robbins verificaron este procedimiento aproximado con el mé­todo de los elementos finitos y comprobaron que el mismo conduce a soluciones ubicadas del lado seguro. En [78] figuran resultados de nuevos ensayos, sobre vigas I,ver apéndice en pági­na 89.

3.4. Valores de cálculo de los esfuerzos de fractura para el caso de introducción de cargas o fuerzas concentradas en un sistema tridimensional

La introducción tridimensional ocurre cuando las dimensiones del elemento de hormi­gón en las direcciones z e y son mayores que la placa de carga, de modo que las tensiones se expanden normalmente al eje x en todas direcciones.

~~~~~~t­t t do

p.......:~~-"--..-...........:"---"'"--.:.........,:..-~----'"-..-'--~ --=f-

do

Fig. 3.38. Trayectorias de las tensiones principales (arriba) y tensiones de fractura (abajo) en un modelo de viga-placa con P aplicada a 2/3 do del borde inferior y b/bo = 5 [44].

75

v C; x enx =fe

t d

I I eje baricéntrico -- +- --t- -./'-

--.:-__ I d¡= 2h v e do

'~~J~l----t f

~--------------~----+-----~ ~x

J.- fecwh" + b ~ do " f'7h,,¡ fe::: b í

I

f I

... -- II---~

1I --r-- pp! L

I - t + I

ho b

~ + I

Fíg_ 3.39. Prisma sustituto para la determinación de las tensiones de fractura en el alma y en la losa de una viga-placa.

3.4.1. Carga concentrada centrada

3.4.1.1. Las tensiones y el esfuerzo de fractura

En este caso se utilizan los resultados del cálculo de los esfuerzos de fractura mediante elementos finitos debido a A. L Yettram y K. Robbins [421 que tienen en cuenta las dimen­siones variables d y b del blqque de hormigón con F d - b Y la superficie cargada Fl a . c (Fig. 3.40)_ Los resultados analíticos publicados por S. R. Jyengar y M. K. Prabhakara en [35] y [37] coinciden ampliamente con los de [42J. Corresponde hacer notar que, en un prisma cuadrado con una carga fuertemente concentrada, p. ejemplo F: Fl 25 (Fig. 3.4 1), las tensiones de frac­tura o-y = o-z en la zona del eje son mucho mayores que en la superficie (y z = d/2), sin embargo, entre ambos límites, en el interior, se presentan valores menores aún. Para grandes superficies de carga, p. ej.: F: F1 2 (Fig. 3.42) en cambio las tensiones de fractura son mayores en la parte exterior que en la interior. El máximo de la tensión de fractura queda más cerca de la carga que en el caso bidimensional y difiere en forma pronunciada de los valores calculados para este último. La longitud de perturbación es también de aproximadamente te d, cuando se tiene d 2: b.

Para el prisma de sección cuadrada, se tiene que la suma de los esfuerzos de fractura correspondientes a cada uno de los planos xy y xz en función de d/a según Fig. 3.43, es aproxi­madamente igual al caso de Fig. 3.8, de modo que es válida la aproximación de Ec. (3.1 a):

0,

Las armaduras necesarias para absorber Zy y Zz deben disponerse tanto en la dirección y como en la z; las 3.4 1 Y 3.42 dan una indicación sobre la distribución en todas las direc­cíones. Estrictamente hablando, para grandes relaciones F: Fl deberían incrementarse, por cuanto en las direcciones diagonales (45 0 y 1350 respecto del eje las tensiones principales radiales pueden llegar a diferir hasta de 450 con la dirección de las armaduras, pero en la prác-t es posible prescindir de ello.

76

Fig. 3.40. Notación en un cuerpo solicitado por una carga concentrada.

o 0,2 0,4 0,6 O

en el eje

0,4

0,6

ay/p en el plano x - y

0,8

1,0

x/d é:!je y

O O

0,2

0,4

z Id

0,8 Gy/fJ

F

F,

0,8 C5 y /fJ

• x

t tfT, tt ~ t t t c5 x

+ d Jt

I

W~Y F ,Z! F1

f a ,r

P

--y

I + )(

.ra~

dIo = S

F/F, = 25

P 'P = ~

Fíg. 3.41. Distribución de las tensiones de fractura por tracción ay az en un prisma de sección cuadrada y F/F1 25. Arriba: en el eje y en la linea baricéntrica de la superficie de dirección x. Abajo: en secciones horizontales a' distintas distancias x, en dirección z [42].

En el caso de cilindros circulares y superficies de carga circulares, R. Hiltscher y G. Flo­rin [59] calcularon las tensiones de fractura y llegaron a la distribución que muestra la Fig. 3.44; los valores máximos de las tensiones de tracción aparecen más cercanos a la superficie de carga que en el caso de chapas de análogas relaciones, pero sin embargo los valores de las tensiones y esfuerzos de tracción son algo menores; ver Fig. 3.7 para la chapa (bidimensional). Los esfuerzos de fractura para el cálculo de la armadura correspondiente deben, sin embargo, suponerse iguales que para el prisma cuadrado, para lo cual lo más adecuado es una armadura helicoidal, que se calcula por analogla con la correspondiente a un cilindro sujeto a presión in­terior (= esfuerzo de fractura). A este fin puede recurrirse a las ecuaciones deducidas en [1a, Seco 7.4] para columnas zunchadas de hormigón armado, siempre y cuando se suponga que la armadura helicoidal en el ~xtremo de la zona de fractura por tracción encierre un cuerpo ci­líndrico sujeto a presión interior. La influencia de la relación entre el espesor del cuerpo y el ta­maño de la placa de carga en general no se tiene en cuenta. Para la colulJlna zunchada se dedu­jo

1 nd f tN w ew - . . ~Sw . U J-1 w

O 0,2 0,3 P O Gyltp

--y

I en el eje • l(

-f-d-+

=ti F y c=o b=d

~ .~ =:lj +-04-

eje y d/a 1J 43 =

O 0,2 0,3 O <:5y Itp F/F, = 2J O

l( = O,5d

0,2 0,4

P 13 = a2

0,4

superficie

Fig. 3.42. Igual que en Fig. 3.41 pero para un prisma con F/F1 = 2 [42].

78

Zy/P --- eneleje en la superficie

x/d

0,5 -+--------,,..-------,-----,-----,"---,---,------,--_i_ 0.5

0,4 4-----f---------+------t--... 0,4

0,3 4-------+---------+--------1------+---+"0-+---+-----+ 0,3 -0,2

I 3,{3, 0'4 :;::;. 1: O .

0;1 'J.\Ó~

o~----~------+_----~--~--~--+_--+_~ 1,0 ',3 1,5 2,0 2;5 3,3 5 10

I I I I I I I I lp 1,7 2,25 4,0 6,25 10 25 100

0,2

0;1

o d/a

p

Y

F,

z

Fig. 3.43. Intensidades de los esfuerzos de fractura por tracción Zy = Zz. referidos a la fuerza P y distancia x/d de los puntos donde oyes máxima y Oy = O, desde el borde superior en el eje y en la superficie de un prisma de sección cuadrada.

O OJO 2 0,06 O -I--.,...-~'----r--t---r--+--r__ ... C5r Ii>

x I d

r = rad ¡al

P

4P P = Ttdf

Fig. 3.44. Tensiones de fractura por tracción en el eje de un cuerpo cillndrico con carga centrada [59].

79

Con un coeficiente de Poisson J.i = 0,2 se obtiene como ecuación'para dimensionar la hélice traccionada

donde few dw w 0e adm.

few nec. 1

8

p

= sección de la barra helicoidal diámetro de la espira

= paso de la espira = -1800 kp/cm2 para B St 42/50 = 1200 kp/cm2 para B Sí 22/34

(3. 6)

Para prismas rectangulares de distintas relaciones d/a y blc puede obtenerse la ubica­ción de la máxima tensión de fractura en el eje yen la superficie, de Fig. 3.45 Y en su intensidad de Fig. 3.46. La tensión Oz máx. se obtiene invirtiendo las relaciones entre los lados. Las ten­siones 0y máx. y Oz máx. que se originan simultáneamente no son iguales y tampoco ocurren en el mismo sitio x. La distribución de las tensiones de fractura en el eje se corresponde aproxi­madamente con la del prisma cuadrado, para cada relación d/a o b/c.

Hasta tanto no existan otros resultados experimentales, se admite que los valores de Zy y Zz se tomen cada uno de ellos, para la totalidad de la carga P, con las correspondientes rela­ciones dla y blc del diagrama de Fig. 3.8, válido para el caso bidimensional.

3.4. 1.2. Los esfuerzos de fracción en las zonas de borde

Los esfuerzos de tracción en las zonas de borde, obtenidos como suma de las tensiones de borde de tracción en las caras frontales cargadas y en las zonas de esquina, ocurren en la repartición tridimensional en una forma e intensidad casi igual a la descripta en 3.3.1.3.

Si se impide la deformación transversal del bloque de hormigón en las cercanías de la superficie de carga mediante un zunchado y se originan con ello tensiones de compresión ra­diales, los esfuerzos de tracción en las zonas de borde desaparecen (Fig. 3.47). Por esta razón, se considera que las armaduras helicoidales actúan siempre favorablemente en el caso de anclajes de elementos pretensados y de otras grandes concentraciones de cargas.

1,0 1,3 1,5 2,0 2,5 3,3 5 10 ° ~-----+----~-----+---+---r--+---+-~--~b/c

en el eje

--- en la superficie

x/d

Fig. 3.45. D_istan~ia x/d de I~ n:áxima tensíón de fractura por tracción 0'1 máx. en el eje y en la superficie de cuerpos pnsmátlcos con distintas relaciones d/a y b/c entre la superficie de carga y las dimensiones del prisma [42).

80

0,6

0,1.

0,2

C5'y/'P

o 1,3 1,5

ejemplo de ap'licación

z

b/c :. 1,67

dIo:. 3,33

b

b/c:. 3,3 -2,0 ---1,1.

10

en el eje

---en la superficie

p 'P :.

oc

dIo

b/c ::: 3,33 d/o:.l,67

Fig. 3.46. Intensidad de la máxima tensión de fractura por tracción ay/p máx. en el eje y la superficie de un cuerpo prismático; ver Fig. 3.45 [421.

D

1 .l vaina

sin zunchado con zunchado

Fig. 3.47. Tensiones en las zonas de borde en un cilindro debilitado por una vaina (izquierda) y su absorción por una fuerte armadura helicoidal (pretensada), (derecha).

81

3.4.2. La carga concentrada excéntrica

Para la introducción tridimensional de cargas concentradas excéntricas, se parte, aná­logamente como en 3.4.1, utilizando los valores correspondientes a una distribución bidimen­sional.

3.5. Limitación de la presión de contacto en la superficie de carga

Si el área sobre la que actúa una carga es considerablemente menor que la superficie del cuerpo, en ese caso primero se produce la rotura del hormigón por presiones de contacto que son muy superiores a la resistencia cúbica del hormigón, por cuanto debajo de la superfi­cie de carga se origina un estado doble transversal de compresión (es decir que estamos ante una compresión triaxial). Si el cuerpo está protegido contra fractura por tracción, por ejemplo porque sus dimensiones son muy grandes, porque existe compresión exterior en varias direc­ciones, por estar zunchado o por otro tipo de armaduras transversales, en ese caso, en el hor­migón ocurre una rotura localizada cónica debajo de la carga. Este problema ya .ha sido estu­diado hace tiempo por J. Bauschinger [60] y C. Bach [61]. En ensayos realizadof en cilindros con carga axil, armados y sin armar, H. P. Spieth [62] determinó que la presión de contacto limi­te es función de la relación entre el área de la sección del cuerpo y la superficie de carga, según una ley potencial. Para cuerpos sin armadura se dedujo la siguiente relación (ver Fig. 3.48).

donde F = área de la sección del cuerpo Fl = superficie de carga

9 ~ p

Para hormigón sin armar se recomienda un coeficiente de seguridad v = 3.

(3.7)

Para hormigón armado (zunchado) se obtienen mayores valores de PU, según la cuantía y tipo de armadura, con un límite superior mayor que 9 f3p [63]. Por ello, por ejemplo, es posible, en el caso de pilotes de acero, prescindir de placas de -repartición, de modo que apoyen directa­mente sobre' el hormigón Bn 350 de los cabezales (pu ::::: 2500 kp/cm2 rv f3s del St 37), (ver ensa­yos inéditos de U. Smoltzcyk en Stuttgart).

p adm. = (3 8)

Este valor límite ha sido elegido con mucho cuidado. Las presiones elevadas superiores a p = f3R, no obstante sólo pueden utilizarse cuando

las tensiones transversales de compresión pueden desarrollarse en forma satisfactoria (no existe ninguna tracción transversal debida a otras causas), y cuando las tensiones de fractura por tracción que se originan, son absorbidas mediante armaduras.

En lo que respecta a la magnitud de la superficie F, debe suponerse que las tensiones de compresión se propagan en una pendiente no menor de 2/1 y concéntrícamente entre la su­perficie de carga Fl = b1 . di Y la superficie de cálculo F = b· d. De estas condiciones y del va­lor límite dado por la Ec. (3.8) surgen las reglas adicionales dadas en la DIN 1045 (ver Fig. 3.49):

a) Los baricentros de la superficie de carga Fl y de la superficie F de repartición que se tiene en cuenta para el cálculo, deben estar ubicados sobre la recta de acción de la carga.

b) La superficie de repartición se introducirá en el cálculo con un valor F = b· d = 3 b1 . 3 di como máximo.

e) La distancia h entre las superficies de carga y repartición debe ser mayor que b - b1

o d . ...:: dI según el caso. De ello resulta, para cuerpos de altura limitada h, la longitud admi­Sible de los lados de la superficie de repartición F:

82

1>U / (3wN

7

6

5

¿

3 1---- -

2

/ /0

/00 ",'"

/ /'"

o o

I I i "PU = (3-p ------

(~p- 0,80 ~wN) ~ i ... -

/ /

/

/ v

/ V' o

/' Va ----- --

/

/ ------ 1-----

+- --

-"'- corresponde a p adm.¡::. ~~F/F1' " (f3R- 0.7 ~wN) 2,1 III I

I l 12 36

/F -

:5 1,0 f3w N

I

¿8

-

---

-

F I F,

60

Fig. 3.48. Presión de rotura Pu según los ensayos de Spíeth [62] en cilindros de hormigón con carga axil, sin armadura y su comparación con la Ec. (3.7), as! como también con p adm. según DIN 1045.

b adm. ~ h exist. + b1 ~ 3 b1 Ó b1 + 2 ab

(3.9) y

Si h exisí. es mayor que el doble de la mayor longitud de los lados b1 Ó dI de la superficie de carga, en ese caso la Ec. (3.8) conduce ál valor Ií mite

p adm. 1,4 ~.

En lo que respecta a la influencia de una altura del cuerpo h existente sobre p adm., B. Kuyt [64] dio un coeficiente, que actúa en forma similar que la limitación de la superficie de distribución F según OIN 1045.

La condición a) influye sobre el área de la superficie de repartición, especialmente para . cargas ubicadas tanto en las zonas de borde como de esquina de la superficie del cuerpo (ver Fig. 3.49 b).

Cuando las superficies de distribución de cargas contiguas se superponen, en tal caso la presión admisible p debe calcularse únicamente para la superficie de distribución F relativa a F1, ubicada a nivel del plano de intersección de las distribuciones (ver Fig. 3.49 d).

3.6. Introducción de fuerzas paralelas a la superficie de un elemento de hormigón

3.6.1. Introducción de fuerzas mediante pernos

Un perno empotrado en el hormigón actúa como una barra sobre un apoyo elástico con-o tinuo (Fig. 3.50). En el borde anterior existe una elevada concentración de tensiones (pico de tenSión), que depende de la rigidez a la flexión, de la resistencia del perno y del módulo de elasticidad E del hormigón (rigidez del apoyo). Para un cálculo analítico confiable, falta cono-

83

a) b)

d

h F

el

p*

/

/

84

\

F1 = b 1 d1

exis. ?: 2 b1

°d<d 1

°b>b1

b 1>d 1

h exis. ?: 2 b¡

F = d· b s (d, .. 20d 1 3·b,

(

p p p*= -----

cd F 1*

36 c b ' cd

°d>d 1

Z b< 2 b ,

bl>dl

h exis. > 2 b1

h exis. ?: 2 b1

cer valores sobre el comportamiento del hormigón para el tipo de solicitación correspondiente a este caso. Por ello es aceptable tomar como base de la capacidad portante, los resultados experimentales, por los realizados por B. H. Rasmussen [65], quien distingue los siguientes casos:

CASO 1:

Cuando la rotura del hormigón debajo del lugar en que emerge el perno, se impide me­diante una placa soldada o una cantonera (Fig. 3.51)'

2,5 ~2 l~ V Pp . Ps

CASO 2:

0 = f3s = f3p =

No se impide la rotura del hormigón:

1,3 (

Cuando la distancia e-O, la ecuación (3.11) se simplifica, teniéndose

En estas fórmulas significan:

diámetro del perno [cm].

1,3 ~21.~ 13 . ~ V I-'p' Ps

límite de escurrimiento del acero del perno [kp/cm2]

resistencia prismática del hormigón [kp/crn21

(3. 10)

(3.11)

(3.11 a)

f. = 3 ~ . ~S donde e = distancia del punto de aplicación de la fuerza P a la superficie del hormigón

PIJ caroa portante [kpJ

El perno debe empotrarse de una longitud f ;?; 60 Y el elemento de hormigón debe ser muy grande con respecto al diámetro del perno o si no, debe ser zunchado.

Los ensayos que condujeron a dichas ecuaciones, se realizaron para distancia e entre la carga y el hormigón entre O y 1,3 cm y diámetros del perno 0 ~ 2,4 cm. Las ecuaciones (3.10) Y (3.11), rigurosamente hablando, sólo son válidas para dichas relaciones.

B. H. Rasmussen propone para sus ecuaciones un coeficiente de seguridad v = 5, para asegurar que el corrimiento vertical del perno en donde actúa la carga, para carga de servicio se mantenga en v ~ 0,005 0.

De acuerdo con ello resulta P adm. = ~ Pu.

Para f3 p rv 0,8 f3wN y acero de f3s = 2200 kp/cm2 y (3s = 4200 kp/cm2 resultan las cargas de servicio que figuran en la tabla 3.1.

En la bibliografía alemana han aparecido recientemente recomendaciones relativas a pernos cargados transversalmente, debidas a M. Wiedenroth en colaboración con Th. Baumann [66]. El diagrama de Fíg. 3.52, basado en las normas norteamericanas para el' cátculo

Fig. 3.49. Representación de las condiciones contenidas en DIN 1045 para aplicar la Ec. (3.8); a) caso nor­mal; b) placa de carga en el borde del cuerpo; c) placa de carga, con carga excéntrica; d) superficies de re­partición que se superponen.

85

Vista

Trayectorias de compresión

Distribución de las presiones p (o de las tensiones 0e en el acero)

Fig. 3.50. Presiones debidas a un perno empotrado en el hormigón.

Aplicación Perno en Bn 250 en Bn 350

dela ~ de de carga [mm] BSt 22/34 B St 42/50 BSt 22/34 BSt 42/50

con placa 16 0,85 1, 15 1,00 1,35 (e = O) 20 1,30 1,80 1,55 2,15

Ec. (3. 12) 25 2,05 2,85 2,45 3,35

sin placa 16 0,40 0,60 0,50 0,70 (e O) 20 0,65 0,95 0,80 1, 10

Ec. (3. 13a) 25 1,05 1,45 1,25 1,75

sin placa 16 0,25 0,45 0,20 0,50 (e 1,5 cm) 20 0,45 0,80 0,45 0,85 Ec. (3. 13) 25 0,80 1,30 0,80 1,45

Tabla 3.1. Cargas admisibles de servicio P en Mp para pernos empotrados en hormigón, según B. H. Ras­mussen [65].

de pasadores en pavimentos de hormigón, conduce, para Bn 250 y B St 22/34 aproximadamente a las mismas cargas de servicio admisibles que las Ec. (3.11) y (3.11 a).

Los ensayos de K. Sattler [671 para pernos con cabeza para placas de unión con estruc­turas de acero, condujeron para e = O a valores similares.

Cuando se trata de cargas reducidas en construcciones civiles, especialmente para estructuras premoldeadas, se utilizan los denominados "pernos expansibles" (Fig. 3.53). Se co­locan en agujeros perforados y están proyectados de forma tal que al traccionarlos, la rosca externa de fijación expande la parte interna del perno originándose así la necesaria presión de contacto para absorber los esfuerzos de tracción y las cargas transversales. Para este tipo de perno se exigen certificados especiales de empleo, porque hasta la fecha se están redactando las correspondientes especificaciones.

86

Conviene recalcar que las cargas portantes que figuran en los prospectos de propagan­da, a menudo sólo pueden alcanzarse para situaciones muy favorables.

Por ello, en primer lugar, deben utilizarse elevados coeficientes de seguridad, con los cuales deben cubrirse una serie de factores cuya influencia aún es poco conocida, correspon­dientes a la ubicación (interior, en el borde o en la esquina de un cuerpo de hormigón, de un úni­co o de varios pernos vecinos) ya la intensidad de la fuerza de expansión (dependiente del mo­mento de torsión con que fue apretada la rosca).

Fig. 3.51. Una cantonera o placa soldadas postergan la rotura del hormigón en el bor­de anterior del perno.

Fig. 3.53. Tipo usual de pernos expansibles [68J.

Sn 250 B5t 22 I 34

P adm. [Mp]

2,0 -+----,-----,-------r------,

O-t----+---+---+---!--....... e o 0,5 1,0 1,5 2,0 [.cm]

Fig. 3.52. Cargas de servicio admisibles para per­nos empotrados sin placa antepuesta en hormi­gón sin armar.

87

La tabla 3.2 trae los va~ores recomendados de las cargas admisibles de un tipo de ancla­je muy difundido, cuando predomina una solicitación estática. En los ensayos de aprobación realizados, la aplicación de la carga se realizó mediante una placa intermedia cuadrada de la­dos iguales a 4" Y un e~esor de 20.

Para algunos tipos nuevos de anclajes, en el agujero perforado perfectamente limpio se introduce en primer lugar un cartucho de vidrio que contiene por separado dos componentes de una resina sintética adhesiva y un poco de arena cuarcítica. Al introducir el anclaje provisto de una rosca continua, se destruye el cartucho y el mortero de resina sintética que se forma llena completamente el espacio entre ta pared del agujero y el perno. Una vez endurecido dicho mor­tero (el tiempo necesario para ello depende considerablemente de la temperatura, p. ej. para 20° e, 30 min.; para 0° e, 6 horas) se al,canza una elevada resistencia a la tracción y corte. R. Sell, en [69], de.scribe ensayos efectuados y criterios de cálculo.

3.6.2. Transmisión de esfuerzos mediante compresión previa (pretensado)

Los esfuerzos de gran intensidad paralelos a la superficie del hormigón sólo pueden ser transmitidos por medio de una placa de carga (de acero o de hormigón armado), comprimida contra la superficie de hormigón mediante pernos roscados pretensados. La película de ce­mento de la superficie del hormígón con la rugosidad natural debida al encofrado, reduce la re-

Diámetro P adm. [MpJ Momento torsor del perno para Bn 250 Bn 350 necesario o (mm1 [Mp m1

M 12 0,72 0,85 8

M 16 0,92 1,03 20

M 20 1,02 1, 12 40

Tabla 3.2. Cargas de servicio P en Mp, admisibles para tracción y para corte con e=:0 aplicables a pernos expansibles corrientes, anclados en hormigón simple y armado según Fig. 3.53 [68].

placa de acero comprimida

Fig. 3.54. Aumento de la capacidad portan­te de los pernos mediante una chapa comprimida y endentado de la superficie

88

v

e

p

Fig. 3.55. En el caso de pernos ubicados excéntri­camente y sometidos a presión previa es necesa­rio tener en cuenta el esfuerzo de tracción por efecto de ménsula.

sistencia al deslizamiento, por lo cual es necesario prever un endentado de las superficies de la junta a comprimir, de modo de originar una adherencia al corte. Para una distancia e reduci­da entre la carga y la superficie del hormigón (Fig. 3.54), la fuerza que puede ser transmitida es

P adm. ~ O, 4 L: V

(L V) nec. 2,5 P (3. 12)

Para separaciones e mayores, el esfuerzo de pretensado debe actuar en el tercio supe­rior de la "ménsula corta" y los pernos deben complementariamente dimensionarse para el es­fuerzo Z de tracción de la ménsula (Fig. 3.55).

V nec. 2,5 P + Z (3. 12a)

Los pernos de tensión deben, naturalmente, estar suficientemente anclados. La longi­tud de anclaje, para pernos con placa de ar:lclaje en su extremo, puede determinarse suponien­do que la rotura se produce según un cono de un ángulo al vértice de 60°, donde, en promedio, sólo puede tenerse en cuenta 1/6 de la resistencia a la tracción del hormigón, porque, en reali­dad la tensión en las cercanías de la placa de anclaje es considerablemente mayor y es ahí donde comienza la rotura. Normalmente, la zona de anclaje se arma en dirección normal al es­fuerzo de tensado, quedando con ello asegurada.

APENO/CE A LA SECC/ON 3.3.9

Tensiones de fractura en el alma de vigas 1

J .. Kammenhuber y J. Schneider publicaron en [78] nuevos resultados de ensayos sobre los esfuerzos de fractura por tracción en el alma de vigas 1 pretensadas. De las dos figuras ca­racterísticas, 3.56 y 3.57, que reproducen las isobaras de las tensiones ay. se deduce:

Cuando la fuerza concentrada está aplicada en el eje de la viga, en el caso que las alas de la viga sean de dimensiones grandes, se originan en el alma valores mayores de las ten­siones que en las chapas, a saber, ya a una distancia de 0,4 do del borde con .... su máximo muy cercano a la identificación entre alma y alas. La zona en que se observan tensiones ay remar­cables, se prolonga en lá dirección x mucho más que en el caso de chapas de igual altura. De ahí se deduce que la armadura necesaria para absorber las tensiones de fractura debe calcu­larse para por lo menos 0,40 P Y distribuirse sobre una longitud x = 0,2 a 0,6 do, que debe anclarse perfectamente en las alas.

Si la carga concentrada actúa con la parte superior del perfil 1 sobre un ala, entonces los esfuerzos de borde de tracción deben considerarse como en el caso de carga excéntrica se­gún Seco 3.3.2; naturalmente su intensidad para las relaciones dadas de la sección, son aproxi­madamente de 1/4 de las correspondientes a la chapa de igual altura cargada excéntricamente. En este caso debe tenerse presente que en la unión del ala inferior, las tensiones ay exigen dis­poner una armadura transversal sopre una longitud considerable a efectos de transmitir las tensiones ax de tracción al ala inferior.

89

(5' y Ip G'Ilp

a d = 0,1

y

L------_ .... x

a d=O.l

Fig. 3.56. Comparación de las isobaras de las 0y y 0x referidas a p = P/bo d en chapas y perfileslcon car­gas aplicadas en d/2 y en el borde inferior segun [79].

90

4 Articulaciones de hormigón

4.1. Descripción

Las articulaciones de hormigón son económicas y fáciles de construir, y permiten gran­des rotaciones, cuando se dimensionan y construyen correctamente. No requieren protección contra la corrosión y resisten largo tiempo sin trabajos de conservación.

Las reglas siguientes se apoyan en los ensayos de Stuttgart [45], con ampliaciones en lo que respecta a la rotación admisible, como consecuencia de los ensayos realizados por el EMPA [71] en Zurich.

La forma más apropiada para una articulación lineal de hormigón (que puede rotar alre­dedor de una línea en sólo una dirección), aparece en Fig. 4.1, donde se indica la notación más importante y la armadura. La estricción de la articulación debe ser de una magnitud tal que el cuello de esta última resulte angosto (a reducido) y oponga poca resistencia al movimiento de rotación. En realidad, no es necesario disponer una armadura que atraviese el cuello, pero sin embargo en general se coloca una constituida por espigas verticales, la que debe ubicarse en el eje de la articulación. Esta armadura aumenta la resistencia a la rotación en el caso de giros pronunciados.

La resistencia a la rotación se expresa mediante el momento de reacción M, que origina en el cuello de la articulación una excentricidad e = M/N. La carga (= esfuerzo axil N) se con­centra en la articulación, y origina en los cuerpos de la articulación esfuerzos de fractura por tracción Zl' en dirección y, que deben absorberse mediante las correspondientes armaduras (ver Cap. 3). '

El cuello de la articulación debe también enangostarse en las caras frontales, para que en dicho lugar el hormigón no estalle por efecto de las elevadas presiones. Con ello se originan esfuerzos de borde de tracción Z3 y un pequeño esfuerzo de fractura adicional Z2 en la direc­ción z.

La presión admisible o tensión 0x es tanto mayor cuanto más grande sea la relación d/a (carga superficial parcial). Por deformaciones del hormigón son posibles pequeños ángulos de giro en el cuerpo de la articulación, pero para grandes rotaciones el hormigón se fisura en el cuello de la misma (Fig. 4.2) Y la presión aumenta en consecuencia considerablemente. Sin em­bargo, el hormigón admite en el borde presiones de hasta 0x ::::: 8 {3p, antes de romper. En el caso de carga de larga duración, la fisura se cierrá parcialmente debido a las deformaciones plásti­cas del hormigón, con lo que se reducen la excentricidad e y el momento de reacción M. Por es­ta razón, se distingue, tanto en lo que respecta a la rotación admisible a como al momento de reacción M, entre rotación permanente debida a cargas de gran duración, y rotación variable para el caso en que lo sea la carga.

91

Las articulaciones de hormigón pueden a menudo experimentar rotaciones en sentidos opuestos, es decir + a y - a, sin que disminuya su seguridad. En estos casos, el cuello de la articulación se raja totalmente, pero las superficies de la articulación, que se cierran alternada­mente, mantienen la totalidad de su capacidad portante. En los ensayos realizados en EMPA [71] en articulaciones de hormigón para un gran puente ferroviario (carga de servicio hasta 450 Mp sobre una articulación cuya estricción tenía una sección de 15 x 70 cm2) soportaron hasta

d

TM --y

-¡T----- b ----~I'-

13 Q..-..-

1 Esfuerzos de frac- ... .. turapor lZ1~ tracción

t t==§=-----.----""'I -Z3

Z2 Esfuerzos de fractura por tracción

d

• X

Vista lateral Vista longitudinal

i-· -¡- T-· -- -----~. .<=---

- '-

Distribución de las ten­siones de fractura por trac­ción y de la correspondiente armadura.

-

-

t --,. < ~

- '--- - -

para Z3

Espigas si ----H----'

Q~O,12N

Armadura longitudinal para Zz Armadura transversal para Zl

Fig. 4.1. Notación correspondiente a una articulación de hormigón y ejemplos de disposición de la arma­dura.

92

Fig. 4.2. Estado de tensión en el cuello de la articula­ción, luego de una rotación a con fisuración.

un millón de repeticiones de rotaciones de ± 12 °/oo. En total se efectuaron 37 millones de rota­ciones de d}stintos valores. Además, para un ensayo estático, la articulación no mostró sínto­mas de rotura para 900 Mp (2 veces la carga de servicio) y una rotación del 6 °/00 , llegándose a la rotura para una rotación máxima del 500 °/00 con N = 250 Mp. Estos ensayos demuestran que las articulaciones de hormigón son capaces de soportar solicitaciones dinámicas de gran in­tensidad para grandes rotaciones.

4.2. Criterios de dimensionamiento según Monnig-Netzel

4.2.1. Para apoyos lineales con rotaciones en torno a un eje

El área de la superficie del cuello de la articulación FG a . b (sin deducción de las es-pigas) debe quedar entre los siguientes límites [70]:

FG mino N máx.

0,85 I3wN

[ 1 + A (1 - 1,47 _a __ n)]

(4. 1)

FG máx. = [kp,

1,25 a efec·V13 w~

2 , %:-, cm ]

donde:

N máx. = máximo esfuerzo axil para carga de servicio [kp] ND = proporción de la carga que actúa en forma permanente, pero a lo sumo 1,5 N mín.

[kp]

Y'/ = N máx. ~ 1

f3wN = resistencia cúbica garantida del hormigón [kp/cm2]

1 a efec. = "2 Q.D = rotación de la articulación (medida del arco en °/(0)

aD = rotación permanente, que ocurre una sola vez, por ejemplo, debida a pretensado, expansión, contracción, etc.

an = rotación que ocurre frecuentemente, debida por ejemplo, a variaciones de tempe­ratura, cargas móviles, etc.

A = (1,2 -4a) ~ 0,8

93

Además deben respetarse las

a ~ 0,3 d

t ~ 0,2 a ~ 2 cm

condiciones geométricas (ver Figs. 4.1 y 4.3):

br ~ O, 7 a ~ 5 cm

tg !3 ¡:f 0 , 1 .

El cuello de la articulación, dentro de la altura t y en todo su contorno, debe redondear­se; si ello no ocurre, posteriormente el hormigón puede resquebrajarse fuera de la zona de re­dondeo.

La rotación admisible, para un esfuerzo normal Ni cualquiera entre No y N máx., es

0,8 N. 1

a¡ adm. = + ¡:f

- FG~

2 15 %o para ~wN ~ 250 kp/cm (4. 2)

En las dos ecuaciones (4.1), en general para a efec. se debe, en cada taso, introducir el mismo valor de a efec. = % ao + an, porque la proporción A an de la rotación correspondiente a N máx. o, respectivamente No, difieren muy poco en la mayoría de los casos, y el porcentaje mayor corresponde a esfuerzos de pretensado, contracción, dilatación y variaciones de tempe­ratura. Solamente en casos especiales es necesario verificar que se cumpla a efec. ~ a¡ adm. de acuerdo con Ec. (4.2) para distintos escalones de carga. Si de la Ec. (4.1) no es posible obte­ner una sección FG ~ FG mIno o respectivamente, FG ~ FG máx~, entonces conviene eliminar una parte de la rotación ao, por ejemplo, desplazando la base de la articulación de un apoyo pendular (móvil) luego de pretensar la superestructura o mediante otras medidas a adoptar du­rante el desarrollo de la construcción.

Para absorber los esfuerzos transversales de tracción Zl a Z3' las armaduras que muestra la Fig. 4.1, para cargas de servicio con 0e adm. = 1800 kp/cm2 como máximo, deben di­mensionarse para

Zl 0,3 N máx.

O. 3 (1 - E.) N máx. c

N máx.

(4. 3)

La resistencia a la rotación, que aparece como un momento flexor en el cuerpo de la ar­ticulación y origina una excentricidad e, puede calcularse como un momento relativo

e M m a a

Fig. 4.3. Redondeado del cuello de la articulación

94

mediante la expresión

m 1 2

1 V 1 i

9cp aefec.

donde 'P JA3~: G , (las mismas dimensiones anteriores).

(4.4)

Este valor es válido con o sin espigas débiles. Las espigas de gran sección pueden aumentar la resistencia a la rotación para grandes ángulos de giro con m> 1/3, de un 20 a un 40 %. Para una rotación permanente ao, el momento de recuperación disminuye nuevamente por fluencia diferida, por lo cual, en la Ec. (4.1) puede reducirse el valor a efec., de 1/zao, cuando m, debido a a máx. se mantiene mayor que para ao y No solamente.

Las articulaciones de hormigón pueden también absorber considerables esfuerzos de corte O; en este caso, la resultante es inclinada. O :$ N es admisible sin discusión (¡O y N

deben corresponder al mismo estado de carga!). Para Q < % N deben disponerse algunas espi­gas gruesas en el cuello de la armadura (que pueden dimensionarse en forma empírica median-

te la expresión ~..sL [ kp . J). 800 kpJcm2

Si Q> % N se aconseja recurrir a los ensayos de [45]. Las articulaciones lineales pueden también absorber momentos transversales Mz (mo­

mentos perpendiculares a la dirección de rotación de la articulación) (Fig. 4.4). Hasta una rela­ción Mz/N = 1/6 b, la superficie de la articulación trabaja en su totalidad a compresión en la di­rección z. Si, empero, actúan simultáneamente rotaciones de dirección y, se origina una con-

. centración unilateral de tensiones 0x máx., que puede admitirse sin una verificación especial. Cuando los momentos transversales son grandes, puede reforzarse la articulación co­

locando en los extremos muy solicitados de la articulación y en el eje de la misma, barras gruesas de una resistencia del orden de St 42/50 (Fig. 4.5). Para trasferir los esfuerzos a las barras de refuerzo, debe asegurarse una buena adherencia, por ejemplo roscando con paso grueso las barras y colocando tuercas en sus extremos. La zona de adherencia debe comen­zar recién a una distancia igual a la longitud a del cuello de la articulación y asegurarse contra la fractura mediante un zunchado. Las barras de refuerzo p'ueden utilizarse también para absorber esfuerzos de tracción en la articulación originados por Mz. Cuando simultáneamen­te se originan grandes rotaciones a en la dirección y, las barras de refuerzo deben mantener­se libres de flexión hasta el comienzo de la zona de adherencia mediante un pequeño tubo plástico adecuado (Fig. 4.6), de modo que puedan acompañar la rotación, con tensiones de flexión inferiores a 0.8 80 .2 ,

Es posible transferir a las narras de refuerzo un esfuerzo de compresión que, teniendo en cuenta las elevadas 0x y las correspondientes grandes EX, puede calcularse con la fórmula 0x

máx. = N/FG - Mz/WG con una sección de acero correspondiente a n = 10. En la misma, WG

- -~Mz-

Fig. 4.4. Tensiones en el cuello de una articulación, cuando actúa simultáneamente un momento transver­sal Mz.

95

~ Armadura espiral r Nt Mz Corte trasversal

Planta Armadura contra fractura Z,

Armadura espiral

Armadura para Z3

Barras de refuerzo

Fig. 4.5. Armadura de una articulación para absorber grandes momentos transversales Mz.

Pretensado y anclaje en el extremo del elemento t

Tubo hueco, inyectado

Corte a - a (ampliado)

Acero pretensado /

Tubo de plástico

Acero protegido contra la corrosión

Tubo perfilado de pástico

Fig. 4.6. AbsorciÓn de los esfuerzos de tracción en armaduras de hormigón mediante barras pretensadas, de longitud libre de tensiones de flexión en la zona del cuello de la articulación.

96

es el módulo resistente de la sección del cuello de la articulación con respecto al eje trans­versal, es decir WG = ab2/6.

En el caso de solicitación por tracción, la descarga de la articulación para la carga de servicio es reducida, debido a que las deformaciones por tracción resultan limitadas por el de­sarrollo de las deformaciones en la zona comprimida. Las barras de tracción recién se tienen en consideración al proceder a la verificación de la seguridad a la rotura. Los esfuerzos de trac­ción en las articulaciones, que se pr.esentan en los apoyos pendulares de anclaje, se absorben

d 2:: 6,6 r

a= 2r

.....r<----d w

¡-

l d min !: 6,6 r l 1 i

!: 2J3r

e

. Armadura de la columna

Espiral (armadura helicoidal)

Fig. 4.7. Configuración de articulaciones de hormigón para rotaciones de cualquier dirección o direcciones al­ternadas, con cuello de sección circular u octogonal.

97

mejor mediante elementos pretensados, que atraviesan el cuello de la articulación por su eje (Fig. 4.6). El esfuerzo de pretensado debe, en este caso, calcularse de forma tal que, en el cuello de la articulación, para 1,2 veces el esfuerzo de tracción N no se presenten tensiones de trac­ción. También en este caso se facilitan las rotaciones con "tramos libres de flexión", para lo cual, naturalmente, los elementos tensores de manojos de alambres son más adecuados que las barras gruesas.

4.2.2. Apoyo puntual para rotaciones de cualquier dirección

La sección del cuello de una articulación sobre la que pueden actuar rotaciones obli­cuas o de dirección variable debe ser circular u octogonal (Fig. 4.7) Y su diámetro (a = 2 r) infe­rior que 0,3 d mfn.\[70]. Los esfuerzos de fractura se absorben mejor con una armadura en es­piral, cuya altura debe ser de por lo menos 0,7 d. La sección fe w [cm2] de la barra en espiral re-sulta ser '

con dw s

1 N f ~ - s ew 8 d 0e adm.

w

= diámetro de la espiral [cm], con un mínimo de 2,5 a = 5 r = paso [cm}.

(4. 5)

La sección del cuello de la espiral es suficientemente grande cuando satisface las ecuaciones (4.1) para una sección rectangular equivalente (Fig. 4.8).

2 F G = 2, 4 r con. a = 2 r y b

En este caso, para A = (1,2 - 4 ald) debe considerarse siempre el valor menor de d, del cuerpo de la articulación, independientemente de la dirección de la rotación.

El ángulo admisible a de rotación puede también calcularse mediante la ecuación (4.2) que corresponde a la superficie rectangular equivalente.

Superficie equivalente a -------- tener en cuenta para el

cálculo FG = 2,4 r2

Cuello de articulación de sección circular

Fig. 4.8. Transformación de la sección circular del cuello de una articulación en un rectángulo equivalente para la aplicación de las ecuaciones (4.1) y (4.2).

98

5 Punzonado de placas

5.1. Observación preliminar

El peligro del punzonado se presenta en el caso de placas cargadas o apoyadas en for­ma puntual. El comportamiento bajo carga y el tipo de rotura han sido descriptos en [1 a, Seco 5.5.3] refiriéndonos en especial a la configuración de rotura de Fig. 5.26. El dimensionado de lo­sas de fundación contra el punzonado por una carga de columna, se analizó en [1 b, Seco 16.3.1.3.11 juntamente con las normas para la disposición de la armadura. Para el dimensiona­do a la flexión se dan indicaciones en [1 b, Seco 8.3.5]. Los nuevos procedimientos auxiliares de­bidos a H. Glahn y H. Trost [77] figuran en el Cuaderno.240 de la DAfStb.

5.2. Estado actual de los conocimientos

No existe aún ninguna teoría totalmente satisfactoria y aceptable para el cálculo de la carga de punzonado. Hasta ahora el mejor procedimiento de cálculo fue desarrollado en 1960 por los suecos S. Kinnunen y H. Nylander (K.-N.) de Estocolmo [72, 73], sobre la base de numero­sos ensayos y fue adoptado por el CEB. En una disertación en Stuttgart, H. Reimann trató en 1963 [741 de mejorar el procedimiento, pero un trabajo posterior de W. Schaeidt, M. Ladner yA. Rosli, del E.T.H. de Zurich de 1970 [75], dio como resultado que los valores calculados por Reimann eran demasiado elevados. Dicho estudio de Zurich incluye una exposición muy comprensible del procedimiento K.-N., cuya aplicación se facilita mediante diagramas para va­lores auxiliares. Para verificaciones más exactas, aconsejables para esbelteces l/h < 30, se re­comienda dicha publicación.

Casi todos los trabajos se refieren a las columnas interiores de una losa-hongo solicita­da por Ulla carga uniforme, es decir sin excentricidad de la misma. En estructuras aporticadas solicitadas por fuerzas horizontales, debe procederse con cautela. Las columnas de borde y de esquina, para las cuales el peligro de punzonado puede llegar a ser crítico, hasta ahora sólo han sido objeto de unos pocos ensayos, sin que se haya llegado a una teoría suficientemente elaborada para los criterios de dimensionado (ver al respecto, observaciones en [53}).

5.3. Modelos del proceso de punzonado sin armadura de corte para columnas inte­riores con carga centrada

5.3.1. Generalidades

. Las trayectorias de los momentos principales para carga uniforme en todos los paños (Fig. 5.1) muestran que, en las zonas vecinas a las columnas interiores de una losa-hongo, am-

99

bos momentos principales son negativos y su desarrollo es radial y tangencial (mr y mt). El pun­to de momento radia. nulo mr queda ubicado sobre una circunferenci'a con centro en el bar;­centro de la columna y de un radio de aproximadaménte rr::::: 0,221. Por ello,es posible conside­rar un corte de la placa, a lo largo de dicha circunferencta, en cuyo borde sólo actúan esfuerzos de corte qr ::::: Pr/2 Tt rr y momentos tangenciales reducidos. Por razones de simplicidad se supo­ne que la totalidad de la carga de la placa P = Pr actúa en el borde de la sección circular (Fig. 5.2). Casi todos los ensayos fueron realizados en dichas secciones circulares de las placas, cargadas en sus bordes.

La distribución de los momentos mr y mt depende, en la cercanía de los apoyos, de la. presión de las columnas. De ensayos efectuados en losas de fundación (ver [1 b, Seco 16.3.1.3.1]), se sabe que la presión de la columna se concentra en el borde de la misma, lo cual tiene como consecuencia una reducción de los momentos radiales y un incremento de los tan­genciales (Fig. 5.3). Los esfuerzos de corte crecen hiperbólicamente hacia la columna (Fig. 5.4), de modo que coinciden valores de Q muy elevados con los momentos negativos principales se­gún dos direcciones. En consecuencia, estamos ante una solicitación muy desfavorable.

Los ensayos muestran que (independientemente del tipo de armadura) las deforma­ciones especificas tangenciales q en principio son mayores que las radiales (r. Por ello primero se originan fisuras radiales (Fig. 5.5) y recién para niveles de carga elevados, aparecen algunas pocas fisuras circunferenciales, a partir de las más externas de las cuales se desarrollan las superficies inclinadas del cono de punzonado, inclinadas entre 30 y 35°. Al mtsmo tiempo, cer­ca de la parte inferior queda una zona cónica sujeta a compresión por flexión, en torno a la co­lumna, solicitada triaxialmente por 0r (radial), 0t (tangencial) y T (vertical). La componente de corte conduce a una inclinacion de la tensión radial. Las deformaciones por compresión en la parte inferior, tanto radiales como tangenciales son aproximadamente iguales. En cuanto apa­recen las fisuras anulares, en la zona correspondiente a las mismas la deformación radial de la armadura (en dos direcciones y ortogonal), es mayor que la tangencial (Fig. 5.6).

o

Fig. 5.2. Notación de la parte de la placa considerada en la zona de columnas (2 rr::::: 0,44 i).

100

o

Fig. 5.1. Trayectorias de los momentos prin­cipales de una losa-hongo con carga unifor­me.

--t­I

CD

-0.5

-0,4

-0.3

-0.2

-0.1

! rs \.-- Eje de la columna

-Q3

-0.2

-0,1 -----

Fig. 5.3. Momentos flexores mt y mr en placas ¡sótra­pas: 1) placa anular con apoyo lineal en el borde inte­rior; 2) placa circular con presión de apoyo uniforme sobre la columna. "

Para carga de servicio

I

-6-! I

Q = x

Fig. 5.4. Distribución del esfuerzo de corte en el eje de una losa-hongo.

Poco antes de alcanzarse la carga de rotura

Fig. 5.5. Desarrollo de las fisuras en ei entorno de la columna.

101

~ h = 2rs

puntos de medición

Fig. 5.6. Deformaciones Ee de la armadura y Eb del hormigón en la zona comprimida.

2rr ----------------------------------.~

~·----------------rr

Esbeltez de la placa e = O,t.4f la f..!L o h h P

Trozo de sector

Fig. 5.7. Modelo mecánico (elementos sectoriales) poco antes del comienzo de la rotura, mostrando las fuerzas actuantes.

Partiendo de este proceso, K.-N. establecieron para su método de cálculo el modelo representado en Fig. 5.7. La placa circular se descompone en sectores radiales limitados por las fisuras radiales y la fisura anular muy aplanada, que apoyan en su parte inferior en pe­queñas láminas cónicas ubicadas en la cabeza de la columna. En dichos sectores actúan exte­riormente la carga qr, interiormente los esfuerzos de tracción Zr de las barras de la armadura e inferiormente los esfuerzos de compresión Dr dirigidos tangencial mente hacia arriba. Al sector elemental se lo supone rígido en dirección radial, es decir que, aparte de las fisuras anulares de corte, se supone que no existen fisuras anulares.

102

5.3.2. Carga de punzonado según Kinnunen - Nylander (sin armadura de corte)

De las condiciones geométricas y de equilibrio del sector elemental (ver Fig. 5.7) se de­ducen dos expresiones para la carga de punzonado, estimando a priori la altura x = kx h de la zona comprimida. Al agotarse la resistencia del hormigón resulta

1 + 2

f ( ex.) (5. 1)

En la misma, 1,1 es un factor de corrección para armaduras en dos direcciones, para adecuar a los resultados experimentales.

2 Relación entre el diámetro de la columna y el valor medio de la altura útil de la placa en la zona de las columnas;

2 con ~ ~ 150 [kpjcm ] resultapara

w

() = k

f ( 0.)

k < 2 s

~ 2

~w (}k 825 (0,35 + 0,3 150) (1 - 0,22 ks)

~w (}k 460 (0,35 + 0,3 )

tensión crítica de compresión al comienzo del punzonado

t9 ex. (1 - tg CL)

1 + tg2 o.

donde el' debe determinarse de

[( 2 r

r k) tg CL _ 1,8] _1_-_::...-.::.:-s 1 + tg2 CL

2 r /h

0,383 (1 + °k 3)en k :0,6

s s

f (a), para 2 rr 0,44 e puede tomarse del diagrama de Fig. 5.8.

Otra expresión de Pu incluye la influencia de la cuantía de armadura, donde juega un papel importante el ancho 2 rf de la zona donde la armadura comienza a entrar en fluencia. rf puede ser menor, igualo mayor que ru. radio superior del cono de rotura y depende del ángulo tp

de inclinación del sector elemental deformado, exterior al cono de rotura, poco antes que ella ocurra.

r f = h -~ - I./J (1 - k) I

k S

donde para ks < 2 I./J = O" 0035 ( 1 + 2: ) (1 - 0,22 x

k Y para k s ~ 2· I./J = 0 , 0019 (1 + 2 ~ )

x

Para armadura en dos direcciones se admite como radio del cono de punzado

r u + 1,8 h (corresponde a el' :::::c 30°).

103

para

y para

La carga de punzonado por agotamiento del acero es en consecuencia

<r u

2 1,1. 2nf.l~sh ---[1 + e (-)J(l-

r - r n r r s f

2 r f r r kx 1, 1 . 2 n· IJ ~S h r---- [1 + en (r) J (1 - ""3)

r u

(5. 2 a)

(5.2 b)

En ellas, y de acuerdo con la notación ya adoptada para armaduras en dos direcciones, se debe introdudrji-;; Fex/rf . h = Feylrf' h, donde y Fey son las secciones ge armadura en la zona delimitada por la circunferencia de radio rf·

El valor correcTo de la carga de punzonado Pu se obtiene cuando x, es decir se elige de modo tal que de las Ec. (5.1) y (5.2) se obtenga

Para obtener la carga admisible, se recomienda utilizar un coeficiente de seguridad v = 2,5. .

Puede observarse de lo expuesto, cuán complicado es este procedimiento. En la prácti­ca, es posible simplificarlo mediante diagramas, tales como los que figuran en [75].

Si las cargas de punzonado Pu según Ec. (5.1) y (5.2), referidas a h2 se representan en función de la cuantfa de armadura lA para dos esbelteces lIh = 25 Y 1/h = 41, se obtienen las curvas de Fig. 5.9. Puede observarse que el aumento de Pu para valores mayores de lA, se man-

f(cL I Q21

0,20

0,19

0,18

0,17

0,16

0,15

O/U.

0,13

0,12

o,n

0,10 20 25

104

30 35 f.O f.5 50

1. 55 h

Fig. 5.8. Representanción gráfica de la fun­ción f (a) en función de las relaciones ks = 2 r s/h y l/h [75).

0,3

0,2

0,1

BSt 42/50 Bn 250

2r. Ks==¡;-=2

Según Ec. (5.1) y (5.2)

Según DIN, independiente de f/h

o +-__ ----J.... ___ .l..--__ --L--__ --J..._~ [., •• ]

O 0.5 1,0 1,5 2,0

Fig. 5.9. Aumento de fa carga de punzonado relativa Pu/h2 de una columna ciHndrica interior, en función de la cuantía porcentual de armadura". [en % 1 según Ec. (5.1) y (5.2) comparado con la carga limite calculada según DIN 1045 (1972) para v 2,1 Y 2 rs/h 2.

tiene reducido. A título comparativo, también se reproduce el valor Pu = 2,1 P adm. según DIN 1045. Resulta asl ventajosa la verificación exacta para el caso de placas poco esbeltas o cuan­do existen columnas con refuerzos en las cabezas.

En las expresiones de Pu no aparece para nada la tensión de corte T, lo que fundamen­talmente es correcto, por cuanto el colapso ocurre ya sea porque se alcanza el limite de es­currimiento o porque se llega a la "resistencia a la compresión por resbalamiento" del hormi­gón, como consecuencia de los grandes momentos flexores en el borde de la columna. El efec­to de la tensión de corte está incluido en el ángulo de inclinación a de las tensiones radiales de compresión. Por lo tanto, es determinante el momento correspondiente a la rotura por corte. Sin embargo, hasta ahora, todas las normas de dimensionado parten de un valor de cálculo T.

5.4. Punzonad? en el caso de columnas de borde o esquina

Hasta el momento no existen ni un buen desarrollo teórico ni bases experimentales pa­ra dimensionar al punzonado losas de entrepiso con columnas de borde o de esquina.

El problema depende de muchos factores, por cuanto las relaciones de rigidez entre co­lumna y losa pueden diferir mucho y juegan en este caso un papel más importante que en el ca­so de columnas interiores.

Los momentos principales en la placa difieren mucho a lo largo y normalmente al borde [77]. El momento flexor normal al borde depende en primer término de la rigidez a la flexión de la columna, pero disminuye al acercarse a la rotura, en cuanto aparecen fisuras en la losa. Normalmente, y en lo que respecta al peligro de punzonado, son determinantes los momentos paralelos a los bordes. En consecuencia, el cálculo al punzonado debe realizarse para los máxi­mos momentos flexores y con la correspondiente cuantía ¡..t y para una superficie de punzonado reducida (ver Seco 5.5).

Al proyectar la estructura se recomienda no ubicar las columnas exactamente en el bor­de de la losa (Fig. 5.10), lo cual facilita la colocación de la armadura y reduce considerablemen­te el peligro de punzonado. En el caso de columnas muy esbeltas, muy cargadas, sujetas por ello al peligro de pandeo, si se disponen articulaciones tanto en las columnas como en la pla-ca, pueden facilitar y aun mejorar tanto el cálculo como la ejecución (Fig. 5.11). .

105

Desfavorable Favorable

/

Fig. 5.10. Ubicaciones favorables y desfavorables de las columnas en los bordes de placa.

Fig. 5.11. En el caso de columnas muy cargadas ubicadas cer­ca de los bordes de la losa, deben disponerse articulaciones adecuadas.

5.5. Criterios de dimensionado de acuerdo con DI N 1045

5.5.1. eRSO normal de columnas interiores

La norma DIN 1045 trae criterios de dimensionado, que se basan en ensayos realizados en Karlsruhe, no publicados y que parten de las cargas de servicio. El valor de cálculo de la ten­sión de corte referido al esfuerzo de corte OR en la sección circular de diámetro dR = ds + h (Fig. 5.12).

TR exist.

106

OR máx.

TI d . h R

(5. 3)

se compara con los valores del cálculo corriente al corte TO adm. de Tabla 14 de DIN 1045, te-niendo en cuenta la cuantía de armadura ¡.L (fe x fey) 1·2 h en % I 2 . h Y la calidad del acero mediante los valores auxiliares 1'1 y 1'2' .

Se tiene

con Il = 1, O para BSt 22/34 e

1, 3 f! B St 42/5 O 1 , 4 " B St 5 O / 5 5

f wN En ellas debe ser, ~!!: 0 , 5 %, pero a lo sumo ~ ~ 25 --:f 1,5 %.

~S

Si resulta 'T R :f Y 1 . 'T 011' entonces no es necesaria ninguna armadura al corte.

Si, en cambio 'T R > Yl . 'T 011' es necesario disponer una armadura de corte para 0,75 QR máx.

El límite superior es 'T R :f Y2' 'T 02 .

Si la armadura corriente a la flexión conduce a TR > Yl To11, es necesario en primer térmi­no aumentar ¡J y con ello Yl' pero el mayor valor de ¡J sólo se colocará en el ancho del cono de punzonado (ds + 3,6 h) (Fig. 5.13).

I ( \ \ \

Fig. 5.13. Armadura reforzada para aumentar la seguridad al punzonado, que debe ubicarse en la zona del cono de punzo­nado con un diámetro de ds + 3,6 h.

Sección circular R con un perímetro

u n.d R :: n (ds + h)

Columnas rectangulares

ds= 1,13Vbci'

d ~ 1,5b

Fig. 5.12. Ubicación y tamaño de la sección circu­lar para la determinación de TR según DIN 1045. Para columnas rectangulares con d> 1,5 b, no se conocen datos, porque faltan ensayos. Se reco­mienda para el cálculo tomar d = 1,5 b.

lA reforzado dentro de ds + 3,6 h

h

107

Si Ji máx. adm. no es suficiente, entonces es necesario aumentar el espesor de la placa en la columna.

5.5.2. Sobre la armadura de corte

La cantidad necesaria de la armadura de corte según DIN 1045, que debe calcularse pa­ra 0,75 QR, independientemente de la magnitud de la solicitación al corte, es relativamente grande. Esta armadura es eficaz únicamente, de acuerdo con los criterios establecidos en [1 b, Sección 8.3.5.1], cuando se la distribuye en numerosas barras delgadas, perfectamente ancla­das. La colocación de una armadura de este tipo es cara. En el caso de losas delgadas, aumenta muy poco la carga portante, debido a deficiencias de anclaje. Para losas con d < 30 cm se aconseja por ello prescindir de una armadura de corte aumentando en cambio ya sea Ji o d en la zona de la cabeza de la columna, o también colocar un collar de acero (ver Seco 5.5.5) o finalmente realizar una verificación más exacta según K.-N. de acuerdo con [73] 0[75].

5.5.3. Columnas de borde o de esquina

Para las columnas de borde o esquina vale la misma verificación de Seco 5.5.1, pero remplazando u = 1t dR, por valores reducidos del perímetro de la sección circular para el cálcu­lo de TR según Ec. (5.3),

en columnas de borde u' = 0,6 1t dR. en columnas de esquina u" = 0,3 1t dR.

Estos valores deben utilizarse cuando la losa no sobresale del borde de la columna. Si -apartándose de lo establecido en DIN 1045~ la parte de losa que sobresale es de 0,3 Px o 0,3 ly (DIN 1045 establece 0,5 Ix), entonces es posible calcular con la totalidad del perímetro u = 1t dR. Cuando la parte que sobresale es menor puede interpolarse linealmente entre los va­lores límites. Aparte de ello, en columnas de borde para tener en cuenta el momento flexor, en general debe aumentarse el valor calculado de TR en un 40 %.

5.5.4. Aberturas en placas y canaletas para instalaciones

Cualquier espacio hueco dentro del cono de punzonado de 30°, aumenta el peligro de punzonado, especialmente cuando la abertura llega directamente hasta la columna, debilitan­do con ello la zona comprimida por flexión. Por ello, la DIN 1045 establece limitaciones estric­tas acerca de las dimensiones y ubicación de las aberturas, resumidas en Fig. 5.14.

h

/ I

~, Zona ~ critica

\ \ \ I /

I

Separación de aberturas múltiples

en columnas circulares

'\ F 1 F L L ~4 St

en columnas rectangulares

-~ ~ ds/3

Sólo en el tercio medio del lado mayor (ds según Fig.5.12).

Fig. 5.14. Criterios para limitar el tamaño y ubicación de aberturas en placas, cerca de las columnas.

108

+ h

Refuerzo escalonado Refuerzo cónico

Fía. 5.15. Dimensiones y ubicar.íón de la sección circular para la determin.ación de -rp en los refuerzos de r:;:¡beza de columna con t", s h", (para cOlumnas rectangulares ver la [jIN 1045). '

Sección circular interna

Sección circular externa

Fig. 5.16. Para refuerzos de cabeza de columna con ls > 1,5(h·s + h) deben verificarse los valores de la ten­sión TR en 2 secciones circulares de diámetros dRi y dRa.

109

TR debe aumentarse mediante el factor x. L:F

L 1 + 0,5 O 25 F

I St (5.4)

5.5.5. Refuerzos en las cabezas de columnas, losas-hongo, collares de acero

Reforzando las cabezas de las columnas es posible aumentar de 2 ls el eventual cono de punzonado, cuando el ancho del refuerzo es Is ~ hs (Fig. 5.15). En este caso la verificaCión se efectúa como si toda la columna tuviera el diámetro ds + 21s.

En lo posible, los refuerzos de las cabezas de columnas deben dimensionarse de modo tal que en una sección circular exterior al refuerzo de un diámetro dRa, sin armadura de' corte, no exista peligro de punzonado. Si para ello se adopta ls > 1,5 (hs + h), entonces debe efec­tuarse una verificación adicional en una sección circular interior de diámetro dRi en la zona del refuerzo según Fig. 5.16. En este caso debería elegirse hs de un espesor tal, que también en es­te caso con dRi y hRj, el valor TR resulte inferior a Yl To11' Para refuerzos tronco-cónicos, sólo puede considerarse como altura útil el valor hRi correspondiente a la sección circular de acuer­do con la Fig. 5.16, arriba a la derecha.

Cuando Is > hs pero < 1,5 (hs + h), en ese caso la sección circular determinante tiene un diámetro dR = ds + 2 hs + h.: Si la misma resulta exterior al refuerzo, para la determinación de TR es aplicable la altura útil h de la placa; en cambio si cae dentro del refuerzo, se puede con­

. siderar como altura útil la medida a partir del cono inscripto (ver Fig. 5.16" arriba a la derecha). Es, sin embargo, necesario realizar una verificación adicional con dRa como en el caso en que Is> 1,5 (hs + h). .

Planta

I 1

I I Y 1 V

Abertura posible

a

~.-I /- ,y///,/ I

I I

I L+ I _. \

I I I I

I 1

1-----I

a

J

Collar de acero

.---- --- -

Sección a - a

soldadura

columna de acero

Fig. 5.17 a. Collar de acero constituido por perfiles (GeHinger Stahlbau) en una columna metálíca.

110

Empleando collares de acero (Fig. 5.17), la placa plana puede reforzarse dentro de su es­pesor de modo tal que la rotura por punzonado ocurra no en la columna, sino en torno al collar de acero. Por ello, la verificación puede realizarse en forma análoga a la de la columna rectan­gular, como si la sección de la columna fuera la abarcada por el collar (verificación efectuada con los ensayos realizados por EMPA para Geilinger Stahlbau 1973). El collar de acero debe di­mensionarse para la carga lineal solicitante qR = QR/u. En lo que respecta a la cuantía de ar­madura f.i debe utilizarse únicamente la que corresponde a la superficie de punzonado y esté perfectamente anclada fuera del borde superior de la sección de punzonado. Los collares de acero permiten la ejecución de aberturas relativamente grandes en la placa, cuyas dimen­siones no están comprendidas dentró de las limitaciones indicadas en 5.5.4.

Planta I I~- -

I I I

I 11 I~

a

I I

I l

I

Collar de acero ~I

------- I

Sección a - a

--..,.::---

Junta de trabajo

.. 11

1I

I

\ Estribo

I I I I

a

I I I 1

Placa de acero

I 11

Recorte

Estribos muy juntos en una altura = d

Fig. 5.17 b. Collar de acero constituido por perfiles (Geilinger Stahlbau) en una columna de hormigón (la ar­madura de la placa no ha sido totalmente representada).

111

Dimensionado para cargas oscilantes o repetidas con frecuencia

6.1. Criterios básicos

Para "cargas oscilantes" y su tratamiento, faltan aún en las normas para hipótesis de carga (DIN 1055) Y para hormigón armado (DIN 1045) definiciones exactas y criterios unifica­dos. Por ello, en lo que sigue se tratará de desarrollar criterios que satisfagan con segu~¡dad las exigencias usuales en las estructuras.

La carga oscilante (dinámica) (oscíllating or fatigue loading), para el dimensionado solo cabe distinguirla de la "carga estática predominante", cuando una parte PF de la carga, que juntamente con el peso propio g, corresponda a más del 60 % de la carga estática admisi­ble de servicio (g + p), actúe muy repetida, o en forma oscilante. "Muy repetida" significa que por lo menos se produzcan 500.000 reiteraciones dentro del período de vida útil. supuesto para la estructura. A este respecto corresponde en primer término aclarar, si y qué parte de la carga -útil PF queda comprendida dentro de dicha hipótesis.

En estructuras de edificios una carga oscilante de este tipo se presenta casi exclusiva­mente en edificios industriales, donde actúan máquinas pesadas que originen grandes vibra­ciones.

En construcción de puentes, de acuerdo con la DIN 1072, para tránsito carretero podrá considerarse como oscilante del 20 al 40 % como máximo de la carga total, que se eleva para tránsito ferroviario del 40 al 60 % de la carga máxima del tren tipo, según la naturaleza y densi­dad del tránsito. A este respecto, están en estudio análisis estadísticos. Para cubiertas de só­tanos en las entradas a fábricas o depósitos, se adopta el mismo criterio que para puentes carreteros, pero no para cubiertas que sólo ocasionalmente deban soportar camiones o vehícu-los ae bomberos. En cambio, deben considerarse sujetos a carqas OSCilantes los carriles de circulación de playas de estacionamiento [79J para automotores. Corresponde hacer notar que el hormigón, el acero y la adherencia presentan distintas respuestas a las solicitaciones osci­lantes y que dichas solicitaciones se manifiestan en todos los constituyentes del elemento de hormigón armado (p. ejemplo, tanto en la armadura longitudinal como en los estribos).

La carga oscilante no debe afectar ni a la capacidad portante ni a la de utilización. La capacidad portante de las estructuras de hormigón armado resulta considerablemente dismi­nuida por las cargas oscilantes, alcanzándose un mínimo luego de unas 2 x 106 repetiCiones (Diagramas de W6hler). La segúridad contra la rotura por fatiga o contra un colapso por cargas oscilantes puede ser menor que para el caso de carga estática. Factores de mayoración de caro gas comprendidas entre 1,2 Y 1,3 son suficrentes según sea la extensión de los daños que puede causar el colapso.

En las consideraciones relativas a la seguridad debe tenerse presente que una estructu­ra, ensayada en un principio para cargas oscilantes y en la que no hubo rotura. al aumentar una

112

sola vez la carga, puede alcanzar la carga estática de rotura sin que se produzcan mayores da-ños.

Desde el punto de vista de los materiales, depe tenerse en cuenta la resistencia a la fati­ga del hormigón (ver [1 a, Seco 2.8.1.6]) y además adoptarse un coeficiente de seguridad comprendido entre 1,3 Y 1,4. Para tensiones básicas reducidas, la resistencia a la fatiga del hor­migón es sólo de aproximadamente 2 0a = 0,5 a 0,6 f3p'

La resistencia a la fatiga del acero de la armadura dentro del hormigón depende del tipo de acero, de su calidad, forma de la nervadura, eventuales soldaduras y en las dobladuras de la curvatura del diámetro del mandril empleado (ver [1 a, Seco 3.2.1.21). Varí a entre 20a = 2000 Y 900 kp/cm2 y debe cubrirse con un coeficiente de segurídad entre 1,1 Y 1,2. El tipo de acero y tra­tamiento deben también elegirse cuidadosamente, cuando se trata de solicitaciones oscilan­tes elevadas.

La resistencia a la fatiga de la adherencia es el punto más débil del hormigón armado en el caso de cargas oscilantes. Ha sido poco investigada; influye fundamentalmente sobre la ca­pacidad de uso, porque en este caso el ancho de las fisuras crece en forma ostensible y sobre­pasan fácilmente el tamaño admisible. Las estructuras de hormigón armado solicitadas por cargas oscilantes deben, por ello, armarse fundamentalmente con peaueña separación de barras, de modo que las tlsuras resulten de ancho pequeño (ver [1 c]).

La capacídad de uso puede además resultar influida por un incremento de las deforma­ciones (p. ej. deflexiones). Las cargas OSCilantes aceleran en cierta medida las deformacio­nes por fluencia diferida.

Nuevos ensayos realizados por S. Soretz, Viena 1974 [80], condujeron para Rippentor­stahl St 42/50 el1 vigas con B 320, dimensionadas y con distribución de armaduras de acuerdo con la práctica corriente, a resistencias a la fatiga considerablemente mayores que los valores establecidos por G. Rehm y que para las tensiones actuales correspondientes a las cargas de servicio, no permiten suponer una rotura por fatioa. siemore Que la armadura sea nervurada y haya sido proyectada para anchos menores de las fisuras.

Cuando se trata de una fuerte carga oscilante, se recomiendan tensiones previas, es de­cir utilizar hormigón pretensado, el que posee una excelente resistencia a la fatiga.

6.2. Criterios de dimensionado

1. Determínese o adóptese la parte de carga útil PF que presumiblemente se repita más de 500.000 veces.

2. Calcúlese según Seco 6.3 la amplitud de oscilación de las tensiones que ocurren para la carga de servicio

2 a = a -aL g+PF

(6. 1)

3. Veriflquese para el hormigón, acero y adherencia si

2 (6. 2)

donde.2 0aM es la resistencia a la fatiga del hormigón, acero o adherencia para una amplitud de oscilación de 2 0al para una tensión inferior 0g y una tensión superior 0g + PF.

Vl es el coeficiente de seguridad de la carga 1,2 a 1,3 VM es el coeficiente de seguridad del material:

para hormigón: 1,3 a 1,4 para el acero : 1,1 a 1,2

Cuando no se satisfaga esta condiCión, entonces es necesario aumentar las secciones. 4. Veriffquese si para peso propio + carga útil total, se cump1en las exigencias de seguri­

dad para carga estática según las reglas establecidas en [1 a].

113

Dichas reglas deben aplicarse tanto a la armadura de tracción por flexión y al hormigón de la zona comprimida, como también a la armadura transversal para corte y torsión.

En lo que respecta a la disposición de la armadura, la cantidad necesaria determinada para la misma debe distribuirse en barras de reducida separación, de modo que se cU,mplan las reglas para la limitación de fisuras según [1 cl En este caso no deben utilizarse las aproxima­ciones groseras basadas en las reglas de la DIN, sino la fórmula para w95 % máx. con los coefi­cientes k, donde, a los efectos de tener en cuenta la repetición de cargas para solicitación di­námica, debe tomarse ks = 1,4.

6.3. Determinación de tensiones para carga de servicio

Los criterios de Seco 6.2 utilizan los valores de las tensiones en el hormigón y el acero para cargas de servicio, mientras que en la verificación de la capacidad portante o en el dimen­sionado según Cap. 7 en [1 al sólo aparecen en el cálculo deformaciones límites de ambos ma­teriales para v veces la carga de servicio. Dado que no existe proporcionalidad entre cargas y tensiones como consecuencia de la no linealidad de las relaciones o - E de los materiales, no es posible obtener directamente las tensiones para carga de servicio de los resultados del di­mensionado a rotura.

Aclararemos esto con un ejemplo. El momento correspondiente a la carga portante en una sección de hormigón armado con zona comprir'nida de hormigón rectangular, para defor­maciones Ee,U = . + 50/00 Y Eb,U = - 3,5 °/00 es MU = 1,75· Mg + P = 0,276 b h2 (3R con v = 1,75. La armadura correspondiente tiene una sección Fe nec. = 0,333 bh (3R/(3s- La misma sección experimenta, sin embargo, por efecto del momento debido a la carga de servicio Mg + p, solamente lasdeformaciones

1, 1 1 -- E ) 4,55 e,U y - 0,73 %o(

Para de1erminar dichas deformaciones para la carga de servicio son, en principio, váli­dos los mismos criterios que para el dimensionado: conservación de las secciones planas, equilibrio expresado por L N = ° y L M = O. Para el hormigón armado puede utilizarse la mis­ma relación o - E que para el dimensionado (ver Fig. 7.5 en [1 al). Puede observarse que en los casos que se presentan en la práctica, Ee qw;da siempre dentro de la zona elástica, de modo que 0e = Ee . Ee mantiene su validez. En cambio, en el hormigón no es correcto para la determi­nación de tensiones debidas a las cargas de servicio, partir del diagrama parabólico­rectangular correspondiente a la distribución de tensiones en la zona comprimida de Fig. 7.3 en [1 a1, por cuanto este diagrama incluye influencias plásticas en función del tiempo (fluencia lenta) y reducciones correspondientes a una fracción del 5 % de la resistencia. Por ello se pro­pone admitir una repartición de las tensiones de compresión del hormigón puramente parabóli­ca según Fig. 6.1, con valor máximo de Eb = - 2,0 %XJ. Simultáneamente, dicho máximo puede obtenerse partiendo del valor medio de la resistencia prismática, o sea la "resistencia seriada" (3p,s- Aproximadamente, es posible deducir para todas las calidades de hormigón un valor má­ximo uniforme del diagrama a - E del hormigón, mediante las siguientes relaciones:

~p S = O, 85 ~ S; J W, ~W,S

2 ~w,N + 50 kp/cm ;

Para los hormigones de calidades Bn 150 a Bn 350, simplificando se tiene

(6. 3)

con (3R según DIN 1045 o también Fig. 7.3 de [1 a1. Esta expresión también es aplicable a los hor­migonés de calidades superiores a las indicadas, quedando siempre del lado de la seguridad.

114

Fig. 6.1. Diagrama o - f. del hormigón, que debe utilizarse para la verificación de ten­siones debidas a la carga de servicio. -1

~PJS ~ ~wN - V.3PR 'iL

-2

De las deformaciones Eb calculadas a partir de las condiciones de equilibrio, se deduce me­diante ef diagrama de Fig. 6.1 la tensión en el hormigón

1 1 (j b = "4 . O I 7 f3R € b (4 - € b)

(6.4)

En el ejemplo anterior se tiene, para Bn 250, B St 42/50, por efecto de Mg + p las ten­siones 0e = 1,1 ·2,1 = 2,31 Mp/cm2 (= 111,82 (Js) y 0b = 0,36·0,73 (4 - 0,73)·175 = 150 kp/cm 2 (1/1,17 (3R), es decir que para el hormigón los valores son considerablemente mayores que lo que era de esperar de la relación Mg + p/MR'

Para la utilización en la práctica de estos principios básicos en la determinación de ten­siones, deberí an establecerse nuevos elementos auxiliares, para evitar cálculos complejos (por iteración). Una propuesta a este respecto aparece en Fig. 6.2, que permite leer directamente las tensiones relativas para carga de servicio oel(3s y 0b/(3R para el caso de zonas rectangulares de compresión del hormigón y deformaciones Ee,U correspondientes a v veces la carga, superiores a 3 o/oc> (v 1.75), partiendo del momento relativo producido por la carga de servicio m Mg + D/b h¿ f:JR y la cuantía mecánica de armadura ji (Fe/b· h) f:JS1fJR

Con un diagrama de este tipO es posible calcular en forma simple a partir de la parte os­cilante fl M del momento debido a la carga de servicio, las correspondientes variaciones de ten­siones 20aL = 0g + P F - ag'

6.4. Verificación para carga oscilante según DIN 1045

En la Seco 17.1.3 de la DIN 1045 se admite, en lugar de la verificación exacta según Seco 6.2 y 6.3, una aproximación en la que sólo es necesario tener en cuenta la amplitud de oscila­ción en el acero 20a e, Y una repartición líneal de las tensiones en el hormigón en la zona comprimida. Est~ hipÓtesis conduce al antiguo método n corriente, donde n = EelEb es inde­pendiente de la magnitud de la carga. La Fig. 6.3 muestra las reparticiones de las deforma­ciones y tensiones, de las que sin mayores dificultades es posible deducir las ecuaciones (6.5) a (6.8) para secciones rectangulares con armadura simple.

n • x = [- 1 + (6. 5) M

a = (6. 7) e

h - ~ (6.6) = 2M (6.8) 3 a

b

Mientras que las tensiones obtenidas mediante este procedimiento son aproximada­mente de la misma intensidad que las Que resultan de aplicar el método de Seco 6.3, en cambio

115

las tensiones en el hormigón son menos cercanas a la realidad y, pqr ejemplo, para n 7 (con el Eb correspondiente al Bn 250) resultan hasta un 20 % mayores que las de Fig. 6.2

En secciones con armadura comprimida y para. el caso de flexión compuesta, en el cuaderno 220 de la DAfStb ("Dimensionado de elementos estructurales de hormigón y hormi­gón armado") figuran más ecuaciones.

Para una simplificación mayor, la DIN 1045 permite para estos cálculos y para todas las calidades de hormigón utilizar como único valor n = 10. Especial importancia para la determi­nación de las tensiones en el acero 0e tiene la Ec. (6.7), que para el caso de flexión compuesta puede usarse en la forma siguiente, utilizando el brazo elástico z del dimensionado para carga portante (ver [1 a, Cap. 7]):

1 M

(J

F (_e+ N)

e z e

(6.7a) M M- N' Y e e

Según DIN 1045 podrán utilizarse para "cargas no predominantemente estáticas" -ver también DIN 1055, Hoja 3- únicamente aquellos tipos de acero, cuya aptitud haya sido verifi­cada. A este respecto debe prestarse especial atención cuando se trate de mallas soldadas (i se requiere aprobación especia!!).

Para el acero B St 22/34 GU no es necesario realizar ninguna verificación.

\ il=O,1.36

,..0,1."

~ '\

~ O,~

Bn2 :~ O~ ~ ~ 55~ ~~ O 2 ',~~,

,:", '~ ~" ~,

0,15"

~ ---- para n = 10

JI- O,30 ql~

i B Si 42/50 ¡

~ ~ ~,

M

bh2f3R

0,2

0,1

..........

~ ~ t 0,05 .....

.~

,

~~-'~-J ' 7i ;y-

/ tl5~ ~Br 250

// V y-j VI / V}/Y

I/; V/ V v% ~ ~ V I

00; .-..J

~ ---~ =---1,0 0,9 0,8 0,7 0,6 0,5 0.1. 0,3 0,2 0.1 0,0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6

Fig. 6.2. Diagrama para determinar las tensiones en el hormigón yen el acero originadas por el momento debido a las cargas de servicio Mg + p en función de la cuantía mecánica, para secciones rectangulares

con 8 St 42/50 Gí = Fe/bh · (3s/{3R).

116

Eb

r t t--t lIIIIIiI ~ x /3

6b ·x x I Db = --·b

eje neutro i 2

~ ) M. Db Z • d h

/ z

j /

/ -1 .. 6• F•

/ I

I + 4& .. .. .. .. JI'

-+ ~ b e ~-E n-e' Eb

Fig. 6.3. Valores geométricos, tensiones y esfuerzos caracteristicos en secciones con zona comprimida rectangular solicitadas a flexión simple y para carga de servicio (método n).

Cuando se emplea 9 St 42/50, para carga de servicio la amplitud de oscilación 2 0a no debe superar los siguientes valores:

en barras rectas, o dobladas con dg > 25 0: 2

2 (J :f 1800 kpl cm • a,e

en barras dobladas con gran curvatura o en estribos: .2 (J ::!! 1400 kpl cm 2

. , a,e

en mallas de acero soldadas para hormigón producidas por fábricas responsables:

2 2 (J :f 800 kp/cm .

a,e

Como según Ec. (6.7), en el caso de flexión simple 0e es proporcional a M, cuando se use 8 St 42/50 es suficiente, en lugar de una verificación de tensiones, mantener para barras rectas el incremento 11 M del momento originado por la repetición de cargas, ~ 0,75 M máx. y para barras dobladas::;; 0,6 M máx. Para los estribos puede, análogamente y para simplificar la verificación, suponerse que, como consecuencia de la repetición de cargas, ~ Q se manten­ga ::;; 0,6 a máx.

De acuerdo con los criterios fijados por la DIN 1045, para cargas no preponderantemen-te estáticas, es posible tener en cuenta también las siguientes limitaciones:

n6 se debe utilizar "cubrimiento al corte reducido" (esta exigencia no se justifica en realidad, por cuanto las tensiones en la armadura de corte para carga de servicio no son propor­cionales, es decir que son menores que las que resultarían de Mg + PF/Mu);

debe efectuarse la verificación de la limitación del ancho de las fisuras (ver al respecto [1 c]);

los valores de cálculo de las tensiones admisibles de adherencia TI adm., deben ser menores que para carga estática (ver [1 a, Seco 4.4]).

En [81] se dan valiosas sugestiones para un cálculo cercano a la realidad,relativas al comportamiento bajo carga de elementos estructurales de hormigón armado sujetos a eleva­das solicitaciones dinámicas.

117

7 Hormigón liviano para estructuras portantes

1.1. Observación preliminar. Tipos de hormigón liviano

En estas "lecciones" siempre se ha entendido por hormigón aquel de estructura com­pacta, constituida por agregados naturales canto rodado, piedra partida) con peso uni­tario Q comprendido entre 2,0 y 2,8 t/m 3 , denominado hormigón normal. Existen también hormi­gones pesados, cuyos agregados de barita, magnetita o viruta de acero, con Q > 2,8 hasta unas 3.8 t/m 3, utilizado como balasto o protección contra radiaciones, pero raramente para estructuras, y hormigón liviano (light weight concrete) con p 2,0 tlm3 ( 2,0 kg/dm3, dImen-siones según DI N 1048).

El grupo de los hormigones livianos se divide en:

1. Hormigón liviano con estructura cerrada, constituido por agregados porosos de Q 0,8 a 2,0 kg/dm 3 y (1w = 100 a 350 kp/cm 2 (Fig. 7.1).

2. Hormigón liviano con poros grandes entre agregados densos (textura abierta), por ejemplo los llamados hormigones de granulometría uniforme, con agregados de 4 - 8 ó 8 12 mm, unidos por muy poco mortero de cemento (Fig. 7.2), Sus pesos unitarios va-rían entre 1,0 y 2,0 kg/dm 3 para (1w 25 a 200 kp/cm 2 .

3. Hormigón liviano de agregados porosos y estructura porosa (Fig. 7.3), por ejemplo, hormi­gón de piedra pómez para bloques ¡de mampostería, con pesos unitarios comprendidos entre 0,7 y 1,4 kg/dm3 y (1w de 20 a 100 kp/cm2•

4. Hormigón liviano sin agregados gruesos y mortero de grano fino y poros uniformemente repartidos, como el gasbeton, obtenido a partir de agentes productores de gas (polvo de aluminio en reacción con cemento o peróxido de hidrógeno + cloruro de calcio) o tam­bién hormigón espumoso fabricado mediante espuma (Fíg. 7.4). Sus pesos unitarios va­rían de 0.4 a 1.0 kg/dm 3 con f3w = 10 a 100 kp /cm 2 .

5. Hormigón liviano con agregados no mmerales tales como granos esfencos de espuma sintética, por ejemplo Styropor, Polystyrol, embebidos en mortero de cemento compacto con pesos unitarios entre 0.3 y 0,8 kg/dm3 y resistencias muy reducidas.

Los hormigones livianos con resistencias inferiores a f3w = 150 kp/cm 2 se utilizan, por sus de aislantes térmicos, para de bloques (macizos o huecos) (DIN 1053 juntamente con OIN 18151 y 18152 [88 a - cl) o como hormigón de relleno. Cuanto menor sea su peso, tanto mejores son sus propiedades de aislación térmica. Las paredes portantes de hormigón moldeado in situ deben dímensionarse de acuerdo con OIN 4232. Con ellas es po­sible construir casas altas, cuyo más ant es el edificio Max-Kade, para vivienda estudiantil, construido en Stuttgart en 1949. cuyas paredes portantes exteriores son de 37 cm

118

Fig. 7.1. Hormigón liviano de tex­tura compacta con agregados po­rosos.

Fig. 7.3. Hormigón liviano de agre­gados porosos y textura abierta.

Fig. 7.2. Hormigón liviano con agregados compactos y textura abierta.

Fig. 7.4. Gasbeton (hormigón ga­seoso) (Industrias Hebel).

de espesor y 25 cm las interiores, de hormigón moldeado de cascote de ladrillo de granulo­metrí a discontinua; su peso unitario varía entre 1,6 a 1,2 kg/dm 3 y f3w = 100 a 30 kp/cm 2 , dismi­nuyendo con la altura. Entre estos hormigones livianos sólo se utilizan para elementos resis­tentes a flexión el gasbeton (por ejemplo Siporex, Ytong, Hebel-Gasbeton) y el hormigón de piedra pómez de Q ~ 0,8 kg/dm 3 y f3 ~ 100 kp/cm2 (placas para entrepisos y techos). A este res­pecto existen reglamentaciones especiales para el dimensionado, en DIN 4223 Y en las certifi­caciones de empleo correspondientes.

En lo que sigue trataremos más en detalle sólo el hormigón liviano del primer grupo, por cuanto el mismo, considerado como "hormigón liviano para construcciones", puede ser arma­do o pretensado y por lo tanto es importante desde el punto de vista estructural.

7.2. Agregados y dosificación del hormigón liviano para estructuras

7.2.1. Agregados porosos

Los agregados porosos naturales son de origen volcánico como la piedra pómez y el "Lavalit" y su resistencia es reducida. Por esta razón se desarrollaron agregados porosos arti­ficiales partiendo de arcillas y pizarras de composición y granulometrías adecuadas que, so­metidas a altas temperaturas en hornos rotativos, se expanden. La expansión se produce por la formación de gases procedentes de componentes naturales o adiciones que facilitan su forma­ción, lo que origina la formación de poros. Los granos expandidos se calientan hasta la tempe­ratura de sinterización del material, es decir unos 1100° C, para que las paredes de los poros endurezcan lo más posible. De esta forma se obtienen agregados tívianos (light weíght aggre­gafe) de arcilla expandida (expanded e/ay) o pizarra expandida (expanded shale), que para un peso reducido tienen suficiente resistencia para construir estructuras [82J.

Históricamente cabe hacer notar que la pizarra expandida fue producida por primera vez en 1917 por S. J. Hayde en los Estados Unidos (Haydite). De ahí pasó el procedimiento a través de Dinamarca a Europa (más o menos en 1940 en Silesia para la construcción de barcos por Fa. Dywidag). En los Estados Unidos y en Rusia (como Keramsit), su uso se desarrolló desde hace mucho tiempo. En Alemania, recién en 1966 se comenzó su fabricaCión baja las denomina­ciones de Leca, Liapor (Fig. 7.5), Berwilit, Norlit, etc.

119

· Los agregados livianos para hormigón liviano estructural deben (según DIN 4226) tener las siguientes propiedades:

1 Forma compacta, en lo posible redondeada, con superficie de estructura cerrada. 2. Poros finos, uniformemAnte distribuidos. 3. Paredes de los poros en 'IJrecidos por sinterización, y con ello estables a las variaciones

térmicas y vol urnétricas 4. Gran rigidez y granos con resistencia propia.

La mejor forma de alcanzar la homogeneidad necesaria de estas propiedades es me­diante la molienda de la materia prima, por ejemplo arcilla opalina con la adición de un agente expansivo, seleccionada en un plato de granulación hasta alcanzar el tamaño deseado de los granos y luego la cocción en hornos rotativos. Los agregados son relativamente caros, lo que influye sobre la economía del hormigón liviano.

Las propiedades de los di~tintos productos difieren entre sí. Lamentablemente no exis­ten aún ensayos de calidad normalizados ni una división de calidades. Por ello, para cada utili­zación en gran escala, debe primeramente exigirse ensayos de adecuabilidad en probetas de hormigón liviano. En tal caso tienen importancia las siguientes propiedades de los agregados.

Peso unitario de los granos erk = MasalVolumen del grano seco del agregado. Según sea la proporción de poros su valor oscila entre 0,7 y 1,4 kg/dm3; para hormigones destinados a estructuras portantes no son adecuados agregados más livianos. Generalmente erk es más ele­vado para granos de tamaño menor que 8 mm que para granos mayores. El contenido de poros varía entre un 74 y un 45 %.

La rigidez de los granos no puede ser determinada por la deformación de un grano aisla­do. Para ello se mide el módulo de elasticidad dinámico E mediante un ensayo con ultrasonido. Según F. R. Schütz [82, pág. 23] depende de etk y su valor, para agregados de calidad de diámetros comprendidos entre 12 y 16 mm es aproximadamente.

2 2. 3 80 000 . Prk [kp/ cm ] COn Prk en [kgj dm ]

La resistencia característica de los granos, en especial la resistencia a la compresión, tampoco puede determinarse individualmente en los mismos. Se deduce de ensayos de compresión sobre cubos de hormigón de granulometría y resistencia del mortero conocidas

Fig. 7.5. Granulometrlas de agregados de arcilla expandida.

120

[82, pág. 25J, [85 a], OIN 4226, Hoja 3. La resistencía propia del qrano, de acuerdo con dichos en­sayos, vana mucho, teniéndose para Prk = 0,7 kg/dm3 , 145 kp/cm;¿, y para Liapor con Prk = 1,4 kg/dm l más de 600 kp/cm2.

Absorción de agua. Teniehdo en cuenta que los poros no son apsolutamente herméti­cos, las arcillas y pizarras expandidas usadas como agregados, absorben agua en distintas proporciones, lo cual, para hormigones livianos tiene importancia desde muchos puntos de vis­ta. La absorción de agua se determina según [85 a], porcentualmente en peso. H. Weigler reco­mienda en [82, pág. 29] expresar la absorción de agua porcentualmente en volumen mediante la expresión

A w

Prk ---:---..,-. 100

En la misma se tiene mt masa de la muestra seca del agregado. mw = masa de la muestra de agregado después de 30 mino de in­

mersión en agua.

La absorción de aqua Aw, en este ensayo, queda comprendida más o menos entre 5 y 15 % en voL, pero para inmersiones de mayor duración puede llegar hasta alreaedor del 60 al 90 %.

Para hormigón liviano, lOS agregado.s deben ser producidos aentro ae las sígUlemes gra­nulometrías:

0-2 2 8 8 - 16 16 - 25 mm

0-4 4 - 8

7.2.2. Granulometría y preparación del hormigón liviano

En lo que respecta a la granulometría pueden emplearse las curvas continuas de OIN 1045, por ejemplo, la curva B. Los mejores resultados (en lo que respecta a la resistencia para pesos unitarios reducidos) se obtienen utilizando mucho grano grueso de 8 a 16 o 16 a 25 mm y muy pocos granos de relleno pequeños (2 a 8 mm) ymortero de alta resistencia con agregados de O a 2 ó O a 4 mm (o sea granulometría discontinua), porque los granos gruesos reducen el pe­so y la resistencia del mortero es decisiva para la del hormigón. Teniendo en cuenta que los agregados lIvianos < 2 mm aumentan innecesariamente el contenido de agua de la mezcla y re­ducen ello la resistencia del mortero, es preferible utilizar arena natural de O a 2 mm. Para obtener lina trabajabilidad aceptable se requiere un mayor contenido de finos que cuando se utilizan agregados naturales; por ello el aumento del contenido de cemento debe ser conside­rable o, eventualmente, remplazado por polvo de piedra o tras s (puzolana). Para hormigones armados livianos debe considerarse un Z mino = 300 kg/m 3 .

Los agregados con Qrk < 0,9 kg/dm 3 tienden a subir a Ja superficie al efectuarse la mezcla, lo que debe impedirse utilizando una consistencia seca y mortero rico, de ahí que la consistencia K3 no resulta adecuada para hormigón liviano. El contenido de agua depende tam­bién de la capacidad de absorción de los agregados, que es mejor que antes del mezclado se humedezcan perfectamente. Si ello no ocurre, entonces debe aumentarse algo el contenido de agua, con el objeto de que la consistenci&, durante la colocación del hormigón no se reduzca demasiado por efecto de la absorción de agua por los poros. La consistencia se mide mejor con el factor v de consistencia (según OIN 1048) que con el índice de expansión. Para la com­pactación los más apropiados son los vibradores de inmersión con agujas de diámetros entre 50 y 70 mm y frecuencias de 9.000 a 12.000 oscilaciones/min., que deben introducirse cada 20 a 25 cm (Para mayor información ver [82, pág. 82]).

1.3. Flujo de esfuerzos en el hormigón liviano

El flujO de esfuerzos en el hormigón liviano se diferencia fundamentalmente del corres­pondiente a un hormigón normal. En el hormigón liviano, el mortero endurecido es más rígido que los agregados; en cambio en el hormigón normal, la dureza de los agregados es mayor que

121

la del mortero. Por ello, en el hormigón normal, los esfuerzos internos de compresión se trans­miten preferentemente de grano a grano; en cambio, en el hormigón liviano lo hacen por el mor­tero que rodea a los granos. M. Lusche [83] ha visualizado esto mediante trayectorias de lasten­siones principales determinadas fotoelásticamente (Fig. 7.6). La curvatura de las trayectorias de compresión conduce, en el hormigón normal, a tracciones transversales en las superficies laterales de los granos duros, y en el hormigón liviano a tracciones transversales en el mortero encima y debajo de los granos "débiles" y aun en los granos mismos, lo que origina planos de fractura (Fig. 7.7). Esto también aclara por qué en prismas comprimidos de hormigón, las fisu­ras se forman en la dirección de la carga. (En [1 a, Seco 2.8.1.1]se da otra explicación de las "fi­suras de fractura", que de acuerdo con el trabaJo de Lusche resulta errónea). Las resistencias de los hormigones livianos dependen por ello de la f?sistencia del mortero y de su estructura mterna, especialmente tambien de la forma de los granos. de su separación y reparticion, que influyen sobre la capacidad de carga de la estructura interna del mortero.

Hormigón normal Hormigón liviano

Fig. 7.6. Trayectorias de las tensiones principales en modelos de hormigón normal y un hormigón liviano de estructura cerrada [83).

La resistencia del mortero debe ser del 40 al 50 % mayor que la resistencia a la compre­sión prevista para el hormigón liviano. La diferencia en las trayectorias de las tensiones inter­nas conduce a distintas propiedades resistentes, que deben tenerse presente cuando se trata de hormigón estructural y que resumiremos a continuación.

1.4. Clases de hormigón ¡¡viano

El hormigón liviano (en lo que sigue LB) se divide lo mismo que el hormigón normal en clases, según su resistencia pero, además, en clases según su peso unitario. Ambos conoci­mientos se requieren tanto para distinguir como para dimensionar elementos estructurales de hormigón liviano. Para un peso unitario prefijado para el hormigón erb (seco) con agregados li­vianos de distintas resistencias de los granos, en la Fig. 7.8 se indican las resistencias cúbicas a la compresión fJw 28 que es posible alcanzar.

Los pesos unitarios Qrb se han dividido en las clases correspondientes a 1,0 - 1,2 - 1,4 1,6 - 1,8 Y 2,0 kg/dm 3, donde, en cada caso la cifra corresponde al límite superior del peso unita­rio del hormigón. Para los pesos propios a tener en cuenta en el cálculo (pesos de cálculo), es necesario considerar un aumento de 0,05 kg/dm 3 para el agua de absorción y para la armadura un incremento adicional entre 0,07 y 0,15, generalmente 0,10 kg/dm 3 .

122

Fig. 7.7. Repartición de tensiones y formación de microfisuras en la zona de un grano de un modelo de hor­migón liviano.

Las clases de resistencias para hormigón armado liviano son L Bn 100 - 150 250 350-450, determinadas mediante el valor de f3w28, donde al igual que para el hormigón normal. la re­sistencia seriada (valor medio) debe ser de 50 kp/cm 2 mayor que la resistencia característica ¡3wN. Para las resistencias L Bn 450 y L Bn 550, que pueden alcanzarse con Liapor 8, se re­quiere una autorización especial de la autoridad competente.

En los hormigones livianos la relación entre la resistencia prismática y la cúbica a compresión es aproximadamente la misma que para el hormigón normal (¡3p 0,85 ¡3w). La resistencia a cargas de larga duración del LB, puede (en lugar del 80 % del NB) como consecuencia de redistribución de esfuerzos por fluencia lenta del mortero de cemento, reducirse a un 70 o 75 % de la resistencia a cargas de corta duración. Para el estableci­miento de las resistencias de cálculo, sin embargo, esta propiedad no ha sido tenida en cuenta.

7.5. Diferencias más importantes entre las propiedades de los hormigonés livianos y normales

7.5.1. Resistencia a la tracción

Las resistencias a la tracción por flexión y por fractura del LB tienen una dispersión ma­yor que para el hormigón normal, porque dependen considerablemente de la resistencia de los granos y de su forma. Para las clases de resistencia inferior hasta L Bn 250, en promedio son de valores mayores que los correspondientes a hormigones normales; en cambio resultan infe­riores para las resistencias mayores, porque por encima de f3w 350 kp/cm 2 la resistencia pro-

de los granos de hormigón es determinante. Las relaciones siguientes conducen a valores ubicados dentro del tercio inferior de los límites de dispersión:

\[2' 1, O ~f3: D, ( . )

y a lo establecido en [1 al para hormigón normal. En algunos ensayos efectuados con reducidas resistencias propias de los granos, la resistencia a tracCión por fractura fue de un 20 a un 30 inferior que para el normal.

7.5.2. Resistencia para cargas distribuidas parciales

Algunos ensayos efectuados en Muních [82, pág. 150] demostraron··que la menor resis­tencia propia de los granos de los agregados para hormigón liviano, reducía su capacidad por-

123

tante para cargas distribuidas parciales con respecto a la correspondiente al hormigón normal. La presión de rotura Pu debajo de una superficie de carga centrada Fl sobre un prisma de sección

F aumenta sólo en función de -\ ~ y no como en el caso del hormigón normal, donde lo ha-2 ~Fl

~~ en función de ~ (ver Seco 3.5). Por ello, la presión de contacto admisible a considerar

~R 3W P adm. F ;f (3R • 1

(7.2)

(f3R igual que para el hormigón normal según DIN 1045)

Las cargas de superficie parciales se presentan también para cargas lineales, como ocur;e en los anclajes de barras de armadura con ganchos o lazos. Ensayos efectuados a este respecto mostraron sorpresivamente que en este caso se obtuvieron para hormigón liviano va­lores más favorables que para hormigón normal, de modo que no existe razón alguna para mo­dificar los radios de curvatura para doblar las barras. Sin embargo es necesario aumentar la distancia a los bordes de los ganchos y lazos de la armadura como consecuencia de la menor resistencia a la fractura por tracción del hormigón liviano con respecto al hormigón normal.

7.5.3. Resistencia por adherencia

Ensayos de arrancamiento efectuados con barras de acero nervurado para hormigón de o 12 mm y 0 26 mm dieron como resultado que el esfuerzo de tracción para producir un desliza­miento de 0,01 o de 0,1 mm, es más del doble en el hormigón liviano que el correspondiente al hormigón normal. El aumento para barras de 0 12 mm es mayor que para las de 0 26 mm, por­que para diámetros reducidos la solicitación a la adherencia por corte queda ubicada casi to­talmente en la masa de mortero, mientras que para diámetros mayores, los agregados livianos

Peso unitario de los granos del agregado (kg/dm 3)

0,7 0.8 0.9 1,0 1.1 1,2 1,3 1,4

--------600

500

c: ~ 400

~ a. E 8 300 ~ as as o :.o '::1 o

200

as '0 c: 100 Q)

(ji 'c;; Q)

ex:

o ------ resistencia reducida u ~ ---- resistencia media ~ :t --- resistencia elevada

1,0 tI 1,1..

Peso unitario del hormigón

LBn 550

LBnl..50

LBn350

- LBn250

Bn 150

-- - LBn 100

1,5 1,6 1,7 1,8

Fig. 7.8. Relación entre el peso unitario de los granos y el del hormigón con la resistencia cúbica de hormi­gones livianos de estructura compacta (según H. Weígler).

124

de menor resistencia se introducen en los "dientes de hormigón" entre nervaduras del acero y reducen con ello la resistencia al corte puro. La razón de esta mayor resistencia por adheren­cia reside en el hecho que, a igualdad de resistencias a la compresión de un hormigón liviano y otro normal, en el primero existe una mayor resistencia del mortero.

Sin embargo, cuando la adherencia peligra por efecto de fractura (o hendedura), entonces, cuando existe compresión normal a la barra o en la dirección de la misma, el efecto de la tracción trasversal descrito en Seco 7.3 puede aumentar el peligro de fractura y hacer peligrar la adherencia. En zonas de tensiones de adherencia elevadas en barras de 0 > 18 mm, se recomienda por ello disponer una armadura transversal adecuada. El efecto favorable de la resistencia a la adherencia permite utilizar anclajes por adherencia de la ar­madura pretensada en bancos de pretensado como con hormigón normal. También la adhe­rencia tiene un efecto favorable sobre el comportamiento a la fisuración, la separación de fisuras y su ancho, etcétera.

7.5.4. Deformaciones, relación o - E, módulo E para cargas de corta duración

Los diagramas tensión-deformación para solicitaciones de compresión de corta dura­ción en prismas (duración de la carga aproximadamente 10 mino hasta alcanzar la rotura), tienen un desarrollo, a igual clase de resistencia, que para el hormi'gón liviano es más inclinado y de mayor extensión que para hormigón normal, y la deformación de rotura, con Eb máx. ~ 2,5 %0 del 20 al 30 % mayor (Fig. 7.9). .

La menor superficie del diagrama de tensiones en la zona comprimida se equilibra, en cierto modo, mediante un mayor valor de Eb máx. Esto también resultó de los ensayos con car­gas de corta duración en vigas-placa realizados por el OGI de Stuttgart.

El módulo de elasticidad E (según DIN 1048 para 0b rv 1/3 {3p} depende no sólo de la resis­tencia a la compresión, sino también del peso unitario del hormigón Qrb Y de la naturaleza de los agregados (arcilla expandida, pizarra expandida). H. Weigler [82, pág. 102) da las fórmulas siguientes.

para horm igón de arei lIa expandi da E ~ B ~ 59000 + 2340 1 P:b ~ w '

para hormigón de pizarra expandida E~B ~ 85300 + 2380 ~P;b Ilw'

con erb (en kg/dm3) y f3w (en kp/cm2) a 28 dfas, con secado al aire.

2 [kp/cm ]

2 [kp/cm ]

(7. 3)

El agregado de arena natural se tiene en cuenta por el aumento de Qrb. Puede suponerse una dispersión de ± 10 %. Los valores del módulo E que aparecen en las normas [84], que sólo dependen del peso unitario, son groseros valores estimados. En las mismas normas se reco­mienda por ello (en el caso de estructuras de hormigón normal o liviano, hiperestáticas, es una exigencia) determinarlo experimentalmente.

Los muy reducidos valores del módulo E de los hormigones livianos en comparación con los correspondientes a un hormigón normal, en general tienen un efecto favorable. Todos los esfuerzos característicos de coaccíón (inducidos) resultan menores y las estructuras son menos propensas a la fisuración por dichas causas. Las deformaciones por flexión sólo son un poco mayores, debido a la mayor dltura de la zona comprimida por flexión y por ello la deformación de borde Eb y en consecuencia la curvatura resultan menores.

7.5.5. Expansión, retracción y fluencia lenta

El agua contenida en los poros de los agregados origina un curado húmedo del mortero en todo el interior del hormigón liviano, lo cual,cuando se impide el desecamiento, por ejemplo, impermeabilizando la superficie con Antísol, y en los primeros 100 a 300 días, con ex­posición al aire a 20° C y 60 % de humedad relativa ambiente. conduce a una expan-sión del hormigón del orden de ES = + 10.10-5 (Fig. 7.10). Con protección contra la evapora­ción, el hormigón expande en el transcurso del tiempo hasta ES = + 35· 10-5. Con esta expan-

125

1,0

0,8

0,6

0.'_

Q2

Fig. 7.9. Diagramas a - E medidos en un hormigón normal Bn 250 con Qtr 2,15 kg/dm 3 y en un hormigón liviano L Bn 250 (agregado de arcilla expandida) con Qtr 1,3 kg/dm 3 [87].

J ~ -0,2 ..... e :Q ü ü

~ -O 1 2 Q) . a:

Pérdida de humedad [peso %] /-

. f\\eda~_­óenu _- -

, <ó\Óa,. -.-------r--t-------+--------I /~~ ... -

0~----------~--~-------42------------+-----------~, a

J Edad del hormigón

~ +Ql~~-----·-~L-_r-----~-------+_------~

:Q rn e C'O a.

Variación de longitud E

~ +q2L--------------~------~------------~----------~

Fig. 7.10. Expansión y retracción en cilindros descargados de hormigón liviano (con agregado de arcilla ex­pandida) [82].

sión debe contarse en el interior de grandes masas de hormigón y sobre todo en climas muy hú­medos.

Los valores finales de la retracclOn (o contracción), con €sx 25 . 1 O~' hasta 30 10-5 quedan por debajo de los correspondientes a prismas de secado libre, para los cuales se alcanza €sx 35 hasta 40 . 10-5 . La fuerte reducción del valor final de la retracción mediante el factor k2 en el caso del hormigón normal, que depende de la duración del curado hú medo y del espesor dw del elemento, no es por ello admisible para el hormigón liviano. La evolución en el tiempo de la retracción del hormigón liviano, en comparación con el de un hormigón normal equivalente puede observarse en la Fig. 7.11.

Para secciones delgadas y agregados poco húmedos, la expansión es reducida y la retracción se desarrolla análogamente que para un hormigón normal pero, sin embargo, para

126

un mismo contenido de cemento, con pizarra expandida es algo menor (Fig. 7.12). Las retrac­ciones finales tienen una dispersión mayor que en el caso del hormigón normal

La forma de las curvas de fluencia lenta del hormigón liviano es prácticamente la mis­ma que para el hormigón normal (Fig. 7.13). La medida de la fluencia lenta Q'k €k/CTD (en 10 6

cm2/kp) en el caso del hormigón liviano depende menos de la edad (grado de madurez) al comienzo de la carga que para el hormigón normal, porque el agua de absorción actúa como curado. El valor final de la fluencia lenta, en el caso de protección total contra el secado, resulta no obstante de sólo un 20 % menor que el caso del curado al aire con una humedad relativa ambiente de ~ 60 %;

La magnitud de la fluencia lenta final Q'b. para iguales f:Jw' es en el hormigón liviano algo menor o igual que para el hormigón normal, es decir que no es mayor que la relación inversa de los módulos E, ENs/ELs. Esto significa que los valores de la fluencia lenta r.p EklEel

O~==~~~~--------------~--~ 1 3 7

Edad del hormigón

14 28 56 90 180 360 720

Días

Fig. 7.11 Comparación de la variación en el tiempo de la retracción del hormigón liviano con el hormigón normal.

0,1.

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Z~1.00k:g/m3

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,.PZ 375

-~ ~ p Z 1.. 75 ¡

300 1. 00 500 600 700 BOO d

Fig. 7.12. Desarrollo de la contracción de fraguado en hormigones normales y livianos con agregado de pí-zarra y arcilla expandida y un mismo contenido de cemento Z 400 kg/m\ PZ 375 [82J.

127

9 4>(,X)

~ 1,70 ..lt

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Duración de la carga

Fig, 7,13. Variación de la fluencia lenta de hormigones normales y livianos expresados en fun(::ión del coeficiente de fluencla lenta ak = €k/(TD con (TD 1/3 (Jw ' Edad al comienzo de la carr¡a, 28 días 1821

es menor en el hormigón liviano que en el normal ya saber aproximadamente en la relación de los módulo,s E, porque

cp =

Para el cálculo de la fluencia lenta mediante cp, es necesario por ello en el caso del hormigón simple utilizar un valor reducido

ctLB (7.4)

donde E. 0,7 a 1,0 Y el ENB correspondiente a un mismo f3w; en las directivas [84J se indica en cambio ~ = 1,2.

Las deformaciones lentas del hormigón liviano son grandes para probetas cargadas a edad temprana. Por lo tanto, cuando las deformaciones originadas por la fluencia lenta fueran perjudiciales, los hormigones livianos sólo deben ser sujetos a cargas de larga duración cuando posean un elevado grado de madurez. La humedad propia de los granos del agregado, hace que la influencia del espesor activo de la pieza dw sea menor que en el hormigón normal.

7.5.6. Comportamiento térmico del hormigón liviano

El coeficiente de dilatación térmica lineal O'T del hormigón liviano para un reducido contenido de humedad varía entre 8 y 10· 10·6/

0 e, y se reduce por humedecimiento hasta 6,5 . 10-6¡Oe. La conductibilidad térmica del hormigón liviano depende en gran medida del peso unitario y del contenido de humedad; en las autorizaciones complementarias de la DIN 4108 aparecen los valores de cálculo A en función del tipo de peso unitario.

El coeficiente de conductibilidad térmica A para Prb 1,4 kg/drrr y humedad en equilibrio (aproximadamente 5 % en voL), con A ::= 0,5 a 0,6 kcallm hO e, queda por debajo de 1/3 del valor correspondiente al hormigón normal con agregado grueso del Rhin Ye = 2,2 tlm3 (ANB = 1,75

128

kcal/m hO C). De ahf surge la gran reducción en la conductibilidad térmica debida a los agrega­dos livianos, que actúa favorablemente en la resistencia al fuego, p. ejemplo como protección de la armadura de un calentamiento rápido. La elevada influencia negativa de la saturación puede observarse en Fig. 7.14, en base a la resistencia a la transmisión de calor 1/A de una pa­red de 1 m de espesor, para un hormigón liviano con erb tr rv 1,45 kg/dm3 , donde corresponde te­ner presente que un 5 % en vol. del contenido de humedad, como humedad en equilibrio, es ine­vitable en climas húmedos.

Fig. 7.14. Resistencia a la transmisión del calor 1/A referido a la unidad de espesor pa­ra hormigones con agregados naturales y agregados livianos (Qrb = 1,45 kg/dm3) en función del contenido de humedad porcen­tual en volumen [82].

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0,4

0,2 O 5 lO 15 20 25 JO 35 40

Contenido de humedad [Vol. 0/0]

5~----~------~----~------~----~----~------~----~

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!Punto O de me:¡ .:::..~ !dici6n (superficie del·.,.,....-I--- ..... hormigón) .

01-1-----+---+ Liapor Berwilit Material del Rhin

2 6 8 10 12 14 16 d Edad del hormigón

Fig. 7.15. Variación de las diferencias de temperatura con relación al aire exterior To f'V 20° C como conse­cuencIa de la hidratación en el núcleo y en la superficie de secciones de placas de 1 m de espesor de hor­migones normales y livianos [82].

129

La reducida conductibilidad térmica conduce naturalmente a que el calor de hidratación del cemento originado durante el fraguado del mismo, se disipe más lentamente que en el hor­migón normal y por ello, en las estructuras de mucho espesor se originen temperaturas más elevadas y tensiones propias de origen térmico (Fig. 7.15). De ahí que para hormigón liviano de­berían protegerse las superficies exteriores contra enfriamiento y nunca utilizar cementos F de alta resistencia inicial, cuando el espesor de la estructura sobrepase 60 a 80 cm.

7.5.7. Protección de la armadura contra la corrosión

El mortero nco en cemento y de alta resistencia del hormigón liviano resulta favorable corno protección contra la corrosión, siempre que el recubrimiento de las barras de acero I sté bien compactado. Sin embargo, lamentablemente, la mayoría de los agregados livianos poseen poca resistencia a la difusión de gases, de modo que el anhídrido carbónico puede penetrar hasta la película de cemento que recubre las barras, cuando los granos abarcan casi la totalidad del espesor del recubrimiento. De acuerdo con ello puede perderse la protección básica de la pasta endurecida de cemento por carbonatación de la misma y con ello originarse corrosión de la armadura. Por estas razones, el recubrimiento de hormigón necesario de las barras de acero debe aumentarse con un valor que depende del 0 máx. de los granos, en general 5 mm (ver Tabla 3 en 1841).

7.6. Conclusiones sobre el dimensionado de hormigón liviano con armadura (hormi­gón armado liviano y hormigón pretensado liviano)

Las diferencias entre las propiedades resistentes del hormlgon normal y ~I hormlgon liviano, exigen criterios de cálculo distintos, que se enuncian en las "Especificaciones para hormigón liviano si mple y armado con estructura cerrada", edición de junio de 1973 [84]. En la práctica, estas especificaciones deben tenerse en cuenta para el proyecto de estructuras de hormigón liviano. Las excepciones a la norma deben ser previamente aprobadas por la autoridad competente.

Corresponde destacar las siguientes particularidades:

Para estructuras sólo se utilizarán las calidades de hormigón L Bn;>.: 150, L Bn 100 sólo es admisible para paredes portantes armadas. Para paredes sin armadura, de acuerdo con olN; 4232. también puede emplearse L Bn < 100.

Como armadura, y de acuerdo con DIN 488. solo pueden emplearse barras nervura­das para hormigón hasta 0 22 mm y mallas de acero soldadas para hormigón formadas por barras perfiladas o nervuradas.

El recubrimiento de la armadura depende del diámetro de las barras V del tamaño máxi· mo del agregado grueso, de acuerdo con las condiciones ambientales y tipo de estructura.

El módulo de elasticidad es independiente del tipo de agregado y de la clase de la resis­tencia (ver a este respecto 7.5.4). La utilización de valores más exactos, determinados preferen­temente por ensayos, se recomienda para aquellos casos donde las deformaciones o los .es­fuerzos de coacción (inducidos) juegan un rol importante.

Lo estableCido en las especificaCIOnes sobre retracción y tluencia lenta, de acuerdo con las nuevas investigaciones [861 se apartan en parte esencialmente del comportamiento real. En especial la fluencía lenta, con ello resulta considerablemente sobrevalorada (hasta un 40 %). Si por lo tanto la retracción y la fluencía lenta juegan un papel importante en el comportamiento de la estructura (p. ejemplo en hormigón liviano pretensado), se recomienda recurrir a resultados experimentales más recientes. Debe observarse que, en el desarrollo con el tiempo de la retracción y la fluencia lenta de acuerdo con lo establecido en Seco 7.5.5, no debe suponerse en todos los casos afinidad con el hormigón normal.

Para el dimensionado a la flexión en lo que respecta a la repartiCión de tensiones en la zona comprimida, debe partirse de una parábola de 2° grado, de acuerdo con Fig. 7.16, para el diagrama O-E, con Eb máx. = 2,0 %:X! y 0b máx. (3R Con ello se limita el aprovechamiento de la zona comprimida por flexión. Mientras tanto para poder utilizar las tablas de cálculo del Cuaderno 220 de la DAfStb, se admite utilizar para secciones con zona comprimida rectangu­lar, el diagrama parabólico-rectangular de repartición de tensiones que aparece en la olN 1045

130

I 1

I I I I I

~LW~~ww~~~~~~~~~Eb 2 3,5 [ 0/00]

Fig. 7.16. Repartición de tensiones en la zona comprimida a tener en cuenta para el dimensionado a la fle­xión de secciones de hormigón liviano; a la izquierda: especificaciones de 1973 [84J; a la derecha: para utilj­zar las tablas de cálculo en el caso de zona comprimida rectangular y especificaciones de 1975.

[1 a, Fig. 7.3], siempre que el valor extremo (3R o el ancho b de la zona comprimida del hormigón, se reduzca mediante un factor a. En tal caso se tiene

a =: 1, O d ~ 0,8 (7.5)

También en el caso de secciones de vigas-placa con b/bo > 5 Y d/h ~ 0,22 pueden utili­zarse las fórmulas aproximadas conocidas si en lugar de PR se introduce el valor reducido a{3R·

De acuerdo con los resultados de nuevos ensayos, E. Grasser (Día del Hormigón, 1975) de Munich, propone ca/cylar tanto para flexión simple como compuesta con el diagrama para­bólico-rectanguJar correspondiente al hormigón normal, pero con a = 0,9.

En lo que respecta al dimensionado al corte y a la torsión, los To11 adm. deben reducirse al 80 % de los valores dados por Tabla 14 de OIN 1045 para hormigón normal, porque en losas sin armadura de corte la menor resistencia ofrecida por la trabazón de los granos reduce la ca­pacidad portante al corte. Dicha reducción para d > 20 cm puede tenerse en cuenta mediante los coeficientes k1 y k2 .

En las estructuras con armadura para el corte, en los ensayos realizados en Stuttgart se constató que fa reducida rigidez de las diagonales ideales comprimidas (¡bajo ELB!) conducía a una soHcitación de la armadura de corte de un 5 a- un 10 % mayor. De acuerdo con ello, sería suficiente un aumento del 10 % de la FeS nec. de acuerdo con la OIN 1045.

Las normas prevén un aumento del 15 % de la sección de la armadura de corte, cuando la cuantía de ésta es reducida y una disminución del valor de To12, como en el caso de losas sin armadura de corte. Los límites superiores de la tensión de corte To3, que dependen de la re­sistencia a la compresión del hormigón en las diagonales ideales comprimidas, se mantienen iguales que para el hormigón normal.

El dimensionado de elementos comprimidos es el mismo que para el hormigón normal, siempre que no exista peligro de pandeo. Cuando existe peligro de pandeo "hay que tener pre­sente la influencia desfavorable del reducido valor del módulo E. Por ello se limita la máxima esbeltez a A ~ 70. Las cargas admisibles de acuerdo con la OIN 1045, Seco 17.4.3, deben, salvo algunas excepciones, reducirse mediante el coeficiente '1 = (5/6 + e/d) (1,2 - 0,2 A/70) ~ 1,0, donde e corresponde a la máxima excentricidad prevista en el tercio medio de la longitud de pandeo. Las excepciones, para las que no es necesario aplicar el coeficiente de reducción '1, se refieren a secciones con zona comprimida rectangular en las que se utilizó para el cálculo el diagrama parabólico-rectangular de tensiones con el valor máximo reducido a a{3R' En este ca­so, sin embargo, en la expresión de a, en lugar de e debe utilizarse la excentricidad incrementa­da e + f (ver al respecto [1 a, Seco 10.5.3]).

La influencia de un zunchado en el aumento de carga no debe tenerse en cuenta en el caso de columnas de hormigón liviano.

En lo que se refiere a presión admisible en el caso de cargas parciales superficiales, véase Seco 7.5.2.

131

Para deflexiones debidas a cargas de servicio deben tenerse en cuenta los valores re­ales del módulo E. No es posible dimensionar las vigas de hormigón liviano tan esbeltas como las de hormigón normal, si la capaCidad de utilización resulta influida por la detlexión.

Las tensiones admisibles de adherencia y las longitudes de anclaje y empalme por su· . perposición, son las mismas que las establecidas por DIN 1045 para hormigón normal. En el ca­

so de mallas soldadas deben tenerse en cuenta algunas diferencias. No existen aún reglas generales válidas para el dimensionado y utilización del hormigón

liviano pretensado. Antes de planear estructuras de hormigón liviano pretensado, el proyectis­ta debe familiarizarse perfectamente con los resultados de las más recientes investigaciones y solicitar la correspondiente autorización de la autoridad competente.

7.7. Sobre la economía de las estructuras de hormigón liviano

Los agregados y el manipuleo del hormigón liviano resultan más caros que para el hor­migón normal. Estos mayores costos pueden compensarse por la economfa que resulta del pe­so más reducido y la menor conductibilidad térmica. El menor peso conduce a una economía de acero para armadura, a menores secciones de los elementos portantes y dimensiones más reducidas de las fundaciones. Estos aspectos resultan favorables sobre todo en el caso de grandes luces, estructuras elevadas y terreno de fundación malo. El reducido peso propio puede ser también favorable para elementos prefabricados. porque para una determinada ca­pacidad de carqa de los equipos y grúas, es posible manipular unidades de mayor tamaño. por ejemplo grandes vigas para cubiertas o puentes. La aislación térmica que proporciona el hor­migón liviano permite economizar en la aislación térmica y climática en edificios (por ejemplo, las paredes portantes de hormigón liviano L Bn tOO, de peso unitario 1,0 sin necesidad de revo­que exterior aislante) y en la protección contra el fuego.

Hasta el momento, en Alemania la economra ha sido poco frecuente, el volumen de pro­ducción de agregados livianos adecuados es aún escaso, la distancia de transporte es en gene~ ral grande y algunas limitaciones impuestas por las normas encarecen innecesariamente las estructuras.

7.8. Aplicaciones

En los Estados Unidos ya se han ejecutado numerosas obras de gran magnitud y muchas estructuras prefabricadas de hormigón liviano, especialmente donde no existe ni piedra partida ni canto rodado naturales, los que deben transportarse desde largas distancias. Desde un punto de vista técnico, las estructuras de hormigón liviano prefabricadas de grandes dimensiones para edificios y sobre todo para puentes de hormigón pretensado, r,esultan a me­nudo ventajosas y de interés para el proyectista.

Algunas de las principales aplicaciones son:

el primer puente carretero de hormigón liviano de Europa: en 1967 en Gittelde (l = 12,5 - 15,1-12,5 m);

el puente peatonal sobre un brazo del Rhín en Schierstein, 1 = 96,4 m; el puente carretero sobre el lago Fühlinger en Colonia, 1 = 136 m~ tres puentes carreteros sobre el canal Maas-Waal, cuyo tramo central de t = 112 m tiene

105 m de hormigón liviano; vigas de cubierta del estadio de hielo artificial en Augsburg, J = 62 m; hangar de mantenimiento para Jumbos, Aeropuerto de Frankfurt, cubierta suspendida de

1. = 135 m.

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